Sección 10 - Fundaciones

Sección 10 - Fundaciones (SI)
ESPECIFICACIONES
COMENTARIO
10.1 CAMPO DE APLICACIÓN
C10.1
Los requisitos de esta sección se aplican para el
diseño de zapatas, pilotes hincados y pilotes perforados.
Si se han de seleccionar procedimientos de cálculo de
resistencia diferentes a los especificados en el presente
documento se deberá considerar la base probabilística de
estas Especificaciones, la cual produce una combinación
interrelacionada de las cargas, los factores de carga, los
factores de resistencia y la confiabilidad estadística. Se
pueden utilizar otros métodos, especialmente cuando han
sido reconocidos localmente y se consideran adecuados
para las condiciones regionales, siempre que se
considere la naturaleza estadística de los factores
indicados anteriormente a través del uso consistente de la
teoría de la confiabilidad y que sean aprobados por el
Propietario.
Los procedimientos de cálculo de resistencia
utilizados para desarrollar la presente sección se
resumen en el Apéndice A de Barker et al. (1991).
La especificación de métodos de análisis y cálculo de
resistencia para las fundaciones incluidos en el presente
documento no implica que las verificaciones en obra y/o
la reacción a las condiciones reales correspondientes a la
obra ya no son necesarias. Las prácticas tradicionales de
diseño y construcción de las fundaciones siempre deben
ser consideradas, aún cuando se diseñe de acuerdo con
estas Especificaciones.
10.2 DEFINICIONES
Pilote inclinado - Pilote hincado con un ángulo de inclinación respecto de la vertical para lograr mayor resistencia a las
cargas laterales.
Pilote de carga - Pilote cuyo propósito es soportar carga axial por fricción o resistencia de punta.
Pilote combinado de fricción y punta - Pilote que deriva su capacidad de la contribución tanto de la resistencia de
punta desarrollada en la punta del pilote y la resistencia movilizada a lo largo del fuste.
Zapata combinada - Zapata que soporta más de una columna.
Roca competente - Masa de roca con discontinuidades cuya abertura es menor o igual que 3,2 mm.
Fundación profunda - Fundación que deriva su apoyo transfiriendo las cargas al suelo o la roca a una cierta profundidad
por debajo de la estructura por resistencia de punta, adherencia o fricción, o ambas.
Pilote perforado - Unidad de fundación profunda, total o parcialmente empotrada en el terreno, que se construye
colando hormigón fresco en un pozo perforado con o sin armadura de acero. Los pilotes perforados derivan su capacidad
del suelo que los rodea y/o de los estratos de suelo o roca debajo de su punta. Los pilotes perforados también se
conocen como pozos de fundación, pozos romanos, pilares perforados o pilotes hormigonados in situ.
Tensión efectiva - Tensión neta a través de los puntos de contacto de las partículas de suelo, generalmente considerada
equivalente a la tensión total menos la presión del agua intersticial.
Pilote de fricción - Pilote cuya capacidad de carga se deriva principalmente de la resistencia del suelo movilizada a lo
largo del fuste del pilote.
Zapata aislada - Apoyo individual para las diferentes partes de una unidad de subestructura; la fundación se denomina
fundación mediante zapatas.
Longitud de una fundación - Máxima dimensión en planta de un elemento de fundación.
Relación de sobreconsolidación (OCR) - Se define como la relación entre la presión de preconsolidación y la tensión
efectiva vertical actual.
10-1
Sección 10 - Fundaciones (SI)
Pilote - Unidad de fundación profunda relativamente esbelta, total o parcialmente empotrada en el terreno, que se instala
hincando, perforando, barrenando, inyectando o de alguna otra manera y que deriva su capacidad del suelo que lo rodea
y/o de los estratos de suelo o roca debajo de su punta.
Caballete de pilotes - Tipo de caballete en el cual los pilotes trabajan como columnas.
Azuche - Pieza metálica que se coloca en el extremo de penetración de un pilote para protegerlo contra los daños
durante el hincado y para facilitar su penetración a través de los materiales muy densos.
Tubificación - Erosión progresiva del suelo provocada por la filtración de agua que produce un tubo abierto en el suelo a
través del cual el agua puede fluir de manera descontrolada y peligrosa.
Hundimiento (plunging) - Modo de comportamiento observado en algunos ensayos de carga de pilotes, donde el
asentamiento del pilote continúa aumentando sin aumento de la carga.
Pilote de punta - Pilote cuya capacidad de carga se deriva principalmente de la resistencia del material de fundación
sobre el cual se apoya la punta del pilote.
RQD - Designación de la calidad de la roca.
Fundación superficial - Fundación que deriva su apoyo transfiriendo la carga directamente al suelo o la roca a poca
profundidad.
Superficies de deslizamiento (slickensides) - Superficies pulidas y ranuradas que se producen en las rocas y suelos
arcillosos como resultado de desplazamientos por corte a lo largo de un plano.
Tensión total - Presión total ejercida en cualquier dirección tanto por el suelo como por el agua.
Ancho de una fundación - Mínima dimensión en planta de un elemento de fundación.
10.3 SIMBOLOGÍA
Las unidades indicadas a continuación de cada término son unidades sugeridas. Se podrán utilizar otras unidades
consistentes con las expresiones evaluadas.
A
=
área efectiva de la zapata para la determinación del asentamiento elástico de una zapata sometida a
cargas excéntricas (mm2) (10.6.2.2.3b)
Ap
=
área de la punta de un pilote hincado o de la base de un pilote perforado (mm2) (10.7.3.2)
As
=
área superficial del fuste de un pilote (mm2) (10.7.3.2)
asi
=
perímetro del pilote en el punto considerado (mm) (10.7.3.4.3c)
Asoc
=
área de la perforación para un pilote perforado empotrado en roca (mm2) (C10.8.3.5)
Au
=
área de levantamiento de un pilote perforado con base acampanada (mm2) (10.8.3.7.2)
B
=
ancho de la zapata (mm); ancho del grupo de pilotes (mm) (10.6.3.1.2c)
B'
=
ancho efectivo de la zapata (mm) (10.6.3.1.5)
Cae
=
coeficiente de asentamiento secundario estimado a partir de resultados de ensayos de consolidación
realizados en laboratorio sobre muestras de suelo inalterado (adimensional) (10.6.2.2.3c)
Cc
=
índice de compresión (adimensional) (10.6.2.2.3c)
Cce
=
relación de compresión (adimensional) (10.6.2.2.3c)
10-2
Sección 10 - Fundaciones (SI)
Ccr
=
índice de recompresión (adimensional) (10.6.2.2.3c)
Co
=
resistencia a la compresión uniaxial de la roca (MPa) (10.6.2.3.2)
CPT
=
ensayo de penetración de cono (10.5.5)
Cre
=
relación de recompresión (adimensional) (10.6.2.2.3c)
Cv
=
coeficiente de consolidación (mm2/año) (10.6.2.2.3c)
Cw1, Cw2
=
factores de corrección que consideran el efecto del agua freática (adimensional) (6.10.3.1.2c)
c
=
cohesión del suelo (MPa); resistencia al corte no drenada (MPa) (10.6.3.1.2b)
Cq, cγ
=
factor de compresibilidad del suelo (adimensional) (10.6.3.1.2c)
c1
=
resistencia al corte no drenada del estrato de suelo superior como se ilustra en la Figura 3 (MPa)
(10.6.3.1.2b)
c2
=
resistencia al corte del estrato de suelo inferior (MPa) (10.6.3.1.2b)
c*
=
cohesión del suelo correspondiente a la tensión efectiva reducida para corte por punzonamiento
(MPa) (10.6.3.1.2a)
D
=
ancho o diámetro de un pilote hincado (mm); diámetro de un pilote perforado (mm) (10.7.3.4.2a)
(10.8.3.3.2)
D'
=
profundidad efectiva de un grupo de pilotes (mm) (10.7.2.3.3)
Db
=
profundidad de empotramiento de un pilote en un estrato portante (mm) (10.7.2.1)
Df
=
profundidad de empotramiento de la fundación, considerada entre la superficie del terreno y el fondo
de la fundación (mm) (10.6.3.1.2b)
Di
=
ancho o diámetro del pilote en el punto considerado (mm) (10.7.3.4.3c)
Dp
=
diámetro de la punta de un pilote perforado (mm); diámetro de la campana (mm) (10.8.3.3.2)
(10.8.3.7.2)
dq
=
factor de profundidad (adimensional) (10.6.3.1.2c)
Ds
=
diámetro de la perforación cuando el pilote o pilote perforado está empotrado en roca (mm)
(10.7.3.5)
Dw
=
profundidad hasta la superficie del agua considerada a partir de la superficie del terreno (mm)
(10.6.3.1.2c)
d
=
factor de profundidad para estimar la capacidad de punta de los pilotes en roca (adimensional)
(10.7.3.5)
Ec
=
módulo de elasticidad del hormigón (MPa) (C10.8.3.5)
Ei
=
módulo de elasticidad de la roca intacta (MPa) (C10.8.3.5)
Em
=
módulo estimado de la masa de roca (MPa); módulo de la masa de roca (MPa) (C10.6.2.2.3c)
(10.6.2.2.3d)
Eo
=
módulo de la roca intacta (MPa) (10.6.2.2.3d)
Ep
=
módulo de elasticidad del pilote (MPa) (10.7.4.2)
Er
=
módulo de elasticidad de la roca in situ (MPa) (C10.8.3.5)
Es
=
módulo del suelo (MPa) (10.7.4.2)
eB
=
excentricidad de la carga paralela al ancho de la zapata (mm) (10.6.3.1.5)
10-3
Sección 10 - Fundaciones (SI)
eL
=
excentricidad de la carga paralela a la longitud de la zapata (mm) (10.6.3.1.5)
eo
=
relación de vacíos correspondiente a la tensión efectiva vertical inicial (adimensional) (10.6.2.2.3c)
Fr
=
factor de reducción que se aplica a la resistencia de punta de los pilotes perforados de gran diámetro
(adimensional) (10.8.3.3.2)
f´c
=
resistencia a la compresión del hormigón a 28 días (MPa) (10.6.2.3.2)
fs
=
fricción de la camisa medida a partir de un ensayo de penetración de cono (MPa) (10.7.3.4.3a)
fsi
=
resistencia unitaria por fricción de la camisa determinada mediante un ensayo de penetración de
cono en el punto considerado (MPa) (10.7.3.4.3c)
g
=
aceleración de la gravedad (m/s2)
H
=
componente horizontal de las cargas inclinadas (N); distancia entre las puntas de los pilotes y la
parte superior del estrato más bajo (mm) (10.6.3.1.3b)
Hc
=
altura de un estrato de suelo compresible (mm) (10.6.2.2.3c)
Hd
=
altura del recorrido de drenaje más largo en un estrato de suelo compresible (mm) (10.6.2.2.3c)
Hs
=
altura de una masa de suelo inclinada (mm); profundidad embebida de un pilote o pilote perforado
empotrado en roca (mm) (10.6.3.1.2b) (10.7.3.5)
Hs2
=
distancia entre el fondo de la zapata y la parte superior del segundo estrato de suelo (mm)
(10.6.3.1.2b)
hi
=
intervalo de longitud en el punto considerado (mm) (10.7.3.4.3c)
I
=
factor de influencia que considera la longitud embebida efectiva de un grupo de pilotes
(adimensional) (10.7.2.3.3)
Ip
=
coeficiente de influencia que toma en cuenta la rigidez y dimensiones de la zapata (adimensional);
momento de inercia del pilote (mm4) (10.6.2.2.3d) (10.7.4.2)
Ip
=
coeficiente de influencia de la Figura C10.8.3.5-1 (adimensional)
Iq, iγ
=
factores de inclinación de la carga (adimensionales) (10.6.3.1.2c)
K
=
factor de transferencia de carga (adimensional) (10.8.3.4.2)
Kb
=
coeficiente para apoyo en roca determinado mediante un ensayo presiométrico (adimensional)
(C10.8.3.5)
Kc
=
factor de corrección que considera la fricción de la camisa en arcilla (adimensional) (10.7.3.4.3c)
Ke
=
relación de modificación de módulo de la Figura C10.8.3.5-3 (adimensional) (C10.8.3.5)
Ks
=
factor de corrección que considera la fricción de la camisa en arena (adimensional) (10.7.3.4.3c)
Ksp
=
coeficiente de capacidad de carga adimensional (adimensional) (10.7.3.5)
k
=
coeficiente de capacidad de carga empírico de la Figura 10.6.3.1.3d-1 (adimensional) (10.6.3.1.3d)
L
=
longitud de la fundación (mm) (10.6.3.1.5)
L'
=
longitud efectiva de la zapata (mm) (10.6.3.1.5)
Lf
=
profundidad hasta el punto considerado al medir la fricción de la camisa (mm) (10.7.3.4.3c)
Li
=
profundidad hasta la mitad del intervalo de longitud en el punto considerado (mm) (10.7.3.4.3c)
LL
=
límite líquido del suelo (C10.8.1.9)
N
=
número de golpes en un Ensayo de Penetración Estándar (SPT) (golpes/300 mm) (10.7.2.3.3)
10-4
Sección 10 - Fundaciones (SI)
N
=
número de golpes promedio (no corregido) de un SPT a lo largo del fuste del pilote (golpes/300 mm)
(10.7.3.4.2b)
Nc
=
factor de capacidad de carga (adimensional) (10.6.3.1.2b)
Nq, Nγ
=
factores de capacidad de carga (adimensionales) (10.6.3.1.2c)
Ncm, Nqm
=
factores de capacidad de carga modificados (adimensionales) (10.6.3.1.2b)
Ncm, Nqm, Nym
=
factores de capacidad de carga modificados (adimensionales) (10.6.3.1.2b)
Ncorr
=
número de golpes del SPT corregido (golpes/300 mm) (10.7.2.3.3)
N corr
=
valor promedio del número de golpes corregido del SPT (golpes/300 mm) (10.6.3.1.3b)
Nm
=
factor de capacidad de carga (adimensional) (10.6.3.1.2b)
Nms
=
parámetro de la roca (adimensional) (10.6.2.3.2)
Nu
=
factor de adherencia contra el levantamiento de la campana (adimensional) (10.8.3.7.2)
Nγm
=
factor de capacidad de carga modificado (adimensional) (10.6.3.1.2c)
N1
=
resistencia del ensayo SPT, corregida para considerar la profundidad (golpes/300 mm); número de
intervalos entre la superficie del terreno y un punto 8D por debajo de la superficie del terreno
(10.6.2.2.3b-1) (10.7.3.4.3c)
N2
=
número de intervalos entre un punto ubicado 8D por debajo de la superficie del terreno y la punta del
pilote (10.7.3.4.3c)
nh
=
tasa de aumento del módulo del suelo en función de la profundidad (MPa/mm) (10.7.4.2)
PL
=
límite plástico del suelo (C10.8.1.9)
*pL
=
presión límite obtenida a partir del resultado de un ensayo presiométrico (MPa) (10.6.3.1.3d)
po
=
presión horizontal total a la profundidad a la cual se realiza el ensayo presiométrico (MPa)
(10.6.3.1.3d)
p1
=
presión límite determinada a partir de ensayos presiométricos promediados en una distancia igual a
2,0 diámetros por encima y por debajo de la base (MPa) (C10.8.3.5)
Qep
=
resistencia pasiva del suelo disponible durante la totalidad de la vida de diseño de la estructura (N)
(10.6.3.3)
Qg
=
resistencia nominal de un grupo de pilotes (N) (10.7.3.10.1)
QL
=
resistencia lateral nominal de un pilote individual (N) (10.7.3.11)
QLg
=
resistencia lateral nominal de un grupo de pilotes (N) (10.7.3.11)
Qn
=
resistencia nominal (N) (10.6.3.3)
Qp
=
carga nominal soportada por la punta de un pilote (N) (10.7.3.2)
QR
=
resistencia mayorada contra la falla por resbalamiento (N) (10.6.3.3)
Qs
=
carga nominal soportada por el fuste de un pilote (N) (10.7.3.2)
Qsbell
=
resistencia nominal contra el levantamiento de un pilote perforado con base acampanada (N)
(10.8.3.7.2)
QSR
=
resistencia lateral nominal de los pilotes perforados empotrados en roca (N) (C10.8.3.5)
Qug
=
resistencia lateral nominal de un grupo de pilotes (N) (C10.7.3.7.3)
Qult
=
capacidad de carga total nominal (N) (10.7.3.2)
10-5
Sección 10 - Fundaciones (SI)
QT
=
máxima resistencia al corte entre la fundación y el suelo (N) (10.5.5)
q
=
presión de fundación neta aplicada a 2Db/3 (MPa) (10.7.2.3.3)
qc
=
resistencia a la penetración del cono estático (MPa); resistencia media a la penetración del cono
estático en una profundidad B debajo de la zapata equivalente (MPA) (10.6.3.1.3c) (10.7.2.3.3)
qc1
=
mínima resistencia media a la penetración del cono estático en una profundidad igual a yD debajo de
la punta de un pilote (MPa) (10.7.3.4.3b)
qc2
=
mínima resistencia media a la penetración del cono estático en una distancia igual a 8D por encima
de la punta del pilote (MPa) (10.7.3.4.3b)
qA
=
resistencia de punta límite (MPa) (10.7.3.4.2a)
qn
=
capacidad de carga nominal (MPa) (10.6.3.1.1)
qo
=
tensión vertical en la base del área cargada (MPa) (10.6.2.2.3b)
qp
=
resistencia de punta unitaria nominal (MPa) (10.7.3.2)
qpr
=
resistencia de punta unitaria nominal reducida (MPa) (C10.8.3.3.2)
qR
=
capacidad de carga mayorada (MPa) (10.6.3.1.1)
qs
=
resistencia al corte unitaria; resistencia superficial unitaria nominal (MPa) (10.6.3.3) (10.7.3.32)
qsbell
=
resistencia unitaria nominal contra el levantamiento de un pilote perforado con base acampanada
(MPa) (10.8.3.7.2)
qu
=
resistencia media a la compresión uniaxial del núcleo rocoso (MPa) (10.7.3.5)
qult
=
capacidad de carga nominal (MPa) (10.6.3.1.1)
q1
=
capacidad de carga última de una zapata apoyada en el estrato superior de un sistema de dos
capas, suponiendo que el estrato superior tiene espesor infinito (MPa) (10.6.3.1.2a)
q2
=
capacidad de carga última de una zapata ficticia que tiene el mismo tamaño y geometría que la
zapata real pero que está apoyada sobre la superficie del segundo estrato (estrato inferior) de un
sistema de dos capas (MPa) (10.6.3.1.2a)
Ri
=
factor de reducción que considera el efecto de la inclinación de las cargas (adimensional)
(10.6.3.1.3b)
r
=
radio de una zapata circular, o B/2 para una zapata cuadrada (mm) (10.6.2.2.3d)
ro
=
presión vertical total inicial a nivel de la fundación (MPa) (10.6.3.1.3d)
Sc
=
asentamiento por consolidación (mm) (10.6.2.2.3a)
Se
=
asentamiento elástico (mm) (10.6.2.2.3a)
SPT
=
ensayo de penetración estándar (10.5.5)
Ss
=
asentamiento secundario (mm) (10.6.2.2.3a)
Su
=
resistencia al corte no drenada (MPa) (10.6.3.1.2b)
Su
=
resistencia media al corte no drenada a lo largo del fuste del pilote (MPa) (10.7.3.7.3)
Sc, Sq, Sγ
=
factores de forma (adimensionales) (10.6.3.1.2b) (10.6.3.1.2c)
Sd
=
separación de las discontinuidades (mm) (10.7.3.5)
T
=
factor de tiempo (adimensional) (10.6.2.2.3c)
t
=
tiempo para que ocurra un porcentaje determinado de asentamiento por consolidación
10-6
Sección 10 - Fundaciones (SI)
unidimensional (años) (10.6.2.2.3c)
td
=
ancho de las discontinuidades (mm) (10.7.3.5)
t1, t2
=
intervalos de tiempo arbitrarios utilizados para determinar Ss (años) (10.6.2.2.3c)
V
=
componente vertical de las cargas inclinadas (N) (10.6.3.1.3b)
Wg
=
peso de un bloque formado por suelo, pilotes y cabezal (N) (10.7.3.7.3)
X
=
ancho de un grupo de pilotes (mm) (10.7.2.3.3)
Y
=
longitud de un grupo de pilotes (mm) (10.7.3.7.3)
Z
=
longitud embebida total de un pilote (mm) (10.7.3.4.3c)
z
=
profundidad por debajo de la superficie del terreno (mm) (10.8.3.4.2)
α
=
factor de adherencia que se aplica a Su (adimensional) (10.7.3.3.2a)
αE
=
factor de reducción (adimensional) (10.6.2.2.3d)
β
=
coeficiente que relaciona la tensión vertical efectiva y la fricción superficial unitaria de un pilote o
pilote perforado (adimensional) (10.7.3.3.2b)
βm
=
índice de punzonamiento (adimensional) (10.6.3.1.2b)
βz
=
factor que considera la geometría y la rigidez de la zapata (adimensional) (10.6.2.2.3d)
γ
=
densidad del suelo (kg/m3) (10.6.3.1.2b)
δ
=
ángulo de la resistencia al corte entre suelo y pilote (DEG) (10.6.3.3)
η
=
factor de eficiencia para un grupo de pilotes o pilotes perforados (adimensional) (10.7.3.10.2)
λ
=
coeficiente empírico que relaciona el empuje pasivo lateral del suelo y la fricción superficial unitaria
de un pilote (adimensional) (10.7.3.3.2c)
µc
=
factor de reducción que se aplica a los asentamientos por consolidación para tomar en cuenta los
efectos tridimensionales (adimensional) (10.6.2.2.3c)
ρ
=
asentamiento de un grupo de pilotes (mm) (10.7.2.3.3)
ρbase
=
asentamiento de la base de un pilote perforado (mm) (C10.8.3.5)
ρe
=
acortamiento elástico de un pilote perforado (mm) (C10.8.3.5)
ΣΡi
=
carga de trabajo en la parte superior de una perforación para instalar un pilote empotrado en roca (N)
(C10.8.3.5)
σ'f
=
tensión efectiva vertical final del suelo en el intervalo de profundidad debajo de la zapata (MPa)
(10.6.2.2.3c)
σ'o
=
tensión efectiva vertical inicial del suelo en el intervalo de profundidad debajo de la zapata (MPa)
(10.6.2.2.3c)
σ'p
=
máxima tensión efectiva vertical histórica del suelo en el intervalo de profundidad debajo de la zapata
(MPa) (10.6.2.2.3c)
σ'pc
=
máxima tensión efectiva vertical actual del suelo, no incluyendo la tensión adicional debida a las
cargas de las zapatas (MPa) (10.6.2.2.3c)
σv
=
tensión vertical total al nivel de la base (MPa) (C10.8.3.5)
σ'v
=
tensión efectiva vertical (MPa) (C10.7.1.7)
φ
=
factor de resistencia (10.5.5)
10-7
Sección 10 - Fundaciones (SI)
φep
=
factor de resistencia para el empuje pasivo (10.6.3.3)
φf
=
ángulo de fricción interna del suelo (DEG) (10.6.3.3)
φg
=
factor de resistencia para la capacidad de carga de un grupo de pilotes que falla como una unidad
compuesta por los pilotes y el bloque de suelo contenido dentro de los pilotes; factor de resistencia
para un grupo de pilotes (10.7.3.10.1)
φL
=
factor de resistencia para las cargas laterales en un grupo de pilotes (adimensional) (10.7.3.11)
φq
=
factor de resistencia para la capacidad de carga total de un pilote para aquellos métodos que no
diferencian entre la resistencia total y las contribuciones individuales de la resistencia de punta y la
resistencia lateral (10.7.3.2)
φqs
=
factor de resistencia para la capacidad lateral de un pilote para aquellos métodos que dividen la
resistencia de un pilote en una resistencia de punta y una resistencia lateral (10.7.3.2)
φqp
=
factor de resistencia para la capacidad de punta de un pilote para aquellos métodos que dividen la
resistencia de un pilote en una resistencia de punta y una resistencia lateral (10.7.3.2)
φT
=
factor de resistencia para el corte entre el suelo y la fundación (10.5.5)
φu
=
factor de resistencia para la capacidad contra el levantamiento de un pilote individual (10.7.3.7.2)
φug
=
factor de resistencia para la capacidad contra el levantamiento de un grupo de pilotes (10.7.3.7.3)
φ'1
=
ángulo de fricción interna del estrato de suelo superior correspondiente a la tensión efectiva (DEG)
(10.6.3.1.2c)
φ*
=
ángulo de fricción interna del suelo correspondiente a la tensión efectiva reducida para corte por
punzonamiento (DEG) (10.6.3.1.2a)
10-8
Sección 10 - Fundaciones (SI)
ESPECIFICACIONES
COMENTARIO
10.4 DETERMINACIÓN DE LAS PROPIEDADES DEL
SUELO
10.4.1
C10.4.1
Exploración de Suelos
Se deberán realizar estudios de suelos para cada
elemento de la subestructura, a fin de obtener la
información necesaria para el diseño y la construcción de
las fundaciones. La extensión de los estudios se deberá
basar en las condiciones subsuperficiales, el tipo de
estructura y los requisitos del proyecto. El programa de
exploración deberá ser lo suficientemente exhaustivo
como para revelar la naturaleza y los tipos de depósitos
de suelo y/o formaciones rocosas encontrados, las
propiedades de lo suelos y/o rocas, el potencial de
licuefacción y las condiciones del agua freática.
Se deberán realizar sondeos en las ubicaciones
donde irán las pilas y estribos, en una cantidad y hasta
una profundidad suficiente para establecer perfiles
transversales y longitudinales confiables de los estratos
subyacentes. Se deberán tomar muestras del material
encontrado, las cuales se deberán conservar para futura
referencia y/o ensayos. Se deberán preparar registros de
los sondeos con un nivel de detalle suficiente que permita
ubicar los estratos de los materiales, los resultados de
los ensayos de penetración, el agua freática, cualquier
acción artesiana y el lugar donde se tomaron las
muestras,
Se deberá prestar particular atención a la detección
de vetas blandas y de poco espesor que pudieran
encontrarse en los límites de los estratos.
Si el Propietario así lo requiere, se deberán tapar los
sondeos y los orificios producto de los ensayos de
penetración para impedir la contaminación del agua.
Los sondeos se deberán realizar hasta encontrar un
material competente que tenga una capacidad de carga
adecuada, o hasta una profundidad en la cual las
tensiones adicionales debidas a la carga estimada de las
zapatas sea menor que 10 por ciento de la tensión
efectiva debida a la sobrecarga de suelo existente,
cualquiera sea la que resulte mayor. Si a escasa
profundidad se encuentra un lecho de roca, el sondeo
deberá avanzar como mínimo 3000 mm hacia el interior
del lecho de roca o hasta la profundidad correspondiente
al nivel de fundación proyectado, cualquiera sea el valor
que resulte mayor.
Se deberán realizar ensayos en laboratorio y/o in situ
para determinar las características de resistencia,
deformación y flujo de los suelos y/o rocas y establecer si
son adecuados para la fundación seleccionada.
La realización del programa de exploración de suelos
es parte del proceso necesario para obtener información
relevante para el diseño y la construcción de los
elementos de la subestructura. Los componentes del
proceso que deberían preceder al programa de
exploración en sí incluyen la búsqueda y estudio de
información publicada o no publicada sobre el predio
donde se ubicará la construcción o sobre áreas cercanas,
una inspección visual del sitio y el diseño del programa
de exploración de suelos. El Manual AASHTO sobre
Investigaciones
Subsuperficiales
(1988)
contiene
lineamientos generales para la planificación y realización
de programas de exploración de suelos.
Como mínimo, el programa de exploración de suelos
debe permitir obtener información suficiente para analizar
la estabilidad y el asentamiento de las fundaciones con
respecto a:
• Formaciones geológicas;
• Ubicación y espesor de las unidades de suelo y roca;
• Propiedades mecánicas de las unidades de suelo y
roca, incluyendo su densidad, resistencia al corte y
compresibilidad;
• Condiciones del agua freática;
• Topografía del terreno; y
• Consideraciones locales, por ejemplo, la presencia de
depósitos de suelos licuables, vacíos subterráneos
debidos a la meteorización o actividad minera, o
potencial de inestabilidad de taludes.
Los parámetros derivados de los ensayos in situ, tales
como los ensayos de penetración estándar, ensayos con
penetrómetro de cono, ensayos con penetrómetro
dinámico y ensayos presiométricos, también se pueden
utilizar directamente en los cálculos de diseño
considerando relaciones empíricas. Algunas veces estos
parámetros pueden ser más confiables que los cálculos
analíticos, especialmente cuando las condiciones del
suelo son familiares y para ellas existen relaciones
10-9
Sección 10 - Fundaciones (SI)
ESPECIFICACIONES
COMENTARIO
empíricas bien establecidas.
Los valores de diseño seleccionados para los
parámetros deben ser adecuados para el estado límite
particular considerado y el correspondiente modelo de
cálculo seleccionado.
Para determinar el valor de cada parámetro se
deberían considerar los datos relevantes publicados
juntamente con la experiencia local y general. Cuando
corresponda, también se deberían considerar las
correlaciones entre los parámetros que hayan sido
publicadas.
Al interpretar los resultados de los ensayos realizados
también se debería considerar la información publicada
referente al uso de cada tipo de ensayo para las
condiciones del suelo apropiadas.
10.4.2
Ensayos en laboratorio
10.4.2.1 REQUISITOS GENERALES
C10.4.2.1
Los ensayos en laboratorio se deberán realizar de
acuerdo con las normas AASHTO o ASTM
correspondientes o de acuerdo con las normas provistas
por el Propietario, y pueden incluir los siguientes ensayos
para suelos y rocas.
Comprender las propiedades de los suelos es
fundamental para poder utilizar los actuales métodos
para el diseño de fundaciones y obras de tierra.
El propósito de los ensayos de laboratorio es obtener
los datos básicos con los cuales clasificar los suelos y
determinar sus propiedades.
10.4.2.2 ENSAYOS PARA SUELOS
C10.4.2.2
Los ensayos de suelos realizados en laboratorio
pueden incluir:
Los ensayos de suelos realizados en laboratorio se
pueden agrupar en dos clases generales:
• Contenido de agua - ASTM D 4643
• Ensayos de clasificación: Estos ensayos se pueden
realizar sobre muestras alteradas o inalteradas.
• Gravedad específica - AASHTO T 100 (ASTM D 854)
• Distribución granulométrica - AASHTO T 88 (ASTM D
422)
• Límite líquido y límite plástico - AASHTO T 90 (ASTM
D 4318)
• Ensayo de corte directo - AASHTO T 236 (ASTM D
3080)
• Ensayos cuantitativos para determinar permeabilidad,
compresibilidad y resistencia al corte: Estos ensayos
generalmente se realizan sobre muestras inalteradas,
excepto en el caso de materiales que se han de
colocar como relleno controlado o suelos que tienen
una estructura estable. En estos casos los ensayos se
deberían realizar sobre muestras preparadas en
laboratorio.
• Ensayo de compresión no confinado - AASHTO T 208
(ASTM D 2166)
• Ensayo triaxial no consolidado no drenado - ASTM D
2850
• Ensayo triaxial consolidado no drenado - AASHTO T
297 (ASTM D 4767)
• Ensayo de consolidación - AASHTO T 216 (ASTM D
2435 o D 4186)
Ensayo de permeabilidad - AASHTO T 215 (ASTM D
2434)
10-10
Sección 10 - Fundaciones (SI)
ESPECIFICACIONES
COMENTARIO
10.4.2.3 ENSAYOS PARA ROCAS
C10.4.2.3
Los ensayos de rocas realizados en laboratorio
pueden incluir:
Los ensayos en laboratorio tienen una aplicación muy
limitada para medir las propiedades más significativas de
las rocas, como por ejemplo:
• Determinación de módulos de elasticidad - ASTM D
3148
• Ensayo de compresión triaxial - AASHTO T 266 (ASTM
D 2664)
• Resistencia a la compresión,
• Resistencia al corte,
• Dureza,
• Ensayo de compresión no confinada - ASTM D 2938
• Compresibilidad, y
• Ensayo de resistencia a la tracción por compresión
diametral - ASTM D 3967
• Permeabilidad
10.4.3
Las muestras de roca lo suficientemente pequeñas
como para ser ensayadas en laboratorio generalmente
no son representativas de la totalidad de la masa de
roca. Los ensayos de rocas realizados en laboratorio se
utilizan fundamentalmente para clasificar muestras de
roca intacta y, si se realizan adecuadamente, son de gran
utilidad para este propósito.
Los ensayos en laboratorio realizados sobre muestras
intactas proporcionan límites superiores para la
resistencia y límites inferiores para la compresibilidad.
Con frecuencia los ensayos en laboratorio se pueden
utilizar conjuntamente con ensayos in situ para obtener
estimaciones razonables de las características del
comportamiento de la masa de roca.
Ensayos in situ
10.4.3.1 REQUISITOS GENERALES
C10.4.3.1
Se pueden realizar ensayos in situ para obtener los
parámetros de deformación y resistencia de los suelos o
rocas de fundación a utilizar en el diseño y/o análisis. Los
ensayos se deberán realizar de acuerdo con las normas
recomendadas por ASTM o AASHTO, y pueden incluir
tanto ensayos de suelo in situ como ensayos de roca in
situ,
La Tabla C10.4.3.2-1 (Canadian Geotechnical Society,
1985) indica algunas características de los ensayos in
situ que se realizan habitualmente.
10.4.3.2 ENSAYOS DE SUELOS REALIZADOS IN SITU
Los ensayos de suelos realizados in situ incluyen:
• Ensayo de Penetración Estándar - AASHTO T 206
(ASTM D 1586)
• Ensayo de Penetración Estática (Cono Estático) ASTM D 3441
• Ensayo del Molinete - AASHTO T 223 (ASTM D 2573)
• Ensayo Presiométrico - ASTM D 4719
• Ensayo con Placa de Carga - AASHTO T 235 (ASTM
D 1194)
• Ensayo de Pozo (Permeabilidad) - ASTM D 4750
10-11
Sección 10 - Fundaciones (SI)
ESPECIFICACIONES
COMENTARIO
Tabla C10.4.3.2-1 - Ensayos In Situ
MEJOR
APLICACIÓN
Arena
NO ES
APLICABLE PARA
Grava gruesa
Ensayo de
Penetración
Dinámica (Cono
Dinámico)
Ensayo de
Penetración
Estática (Cono
Estático)
Arena y Grava
Arcilla
Ensayo de
Molinete
Ensayo
Presiométrico
Arcilla
TIPO DE ENSAYO
Ensayo de
Penetración
Estándar (SPT)
Ensayo con Placa
de Carga y Ensayo
con Barrena
Helicoidal
Ensayo con
Dilatómetro de
Placa Plana
Ensayo de
Permeabilidad
Arena, Limo y
Arcilla
Roca blanda,
Arena, Grava y
Till
Arena y Arcilla
Arena y Arcilla
Arena y Grava
10.4.3.3 ENSAYOS DE ROCAS REALIZADOS IN SITU
Los ensayos realizados in situ pueden incluir:
• Deformabilidad y resistencia de rocas débiles mediante
un ensayo de compresión uniaxial in situ - ASTM D
4555
• Determinación de la resistencia al corte directa de las
discontinuidades de las rocas - ASTM D 4554
• Módulo de deformación de una masa de roca usando el
método de la placa de carga flexible - ASTM D 4395
• Módulo de deformación de una masa de roca usando
un ensayo de tesado radial - ASTM D 4506
• Módulo de deformación de una masa de roca usando el
método de la placa de carga rígida - ASTM D 4394
• Determinación de la tensión y el módulo de
deformación utilizando el método del gato plano ASTM D 4729
10-12
_
Todos los demás
suelos
Arcillas blandas
sensibles
_
Grava
_
PROPIEDADES QUE
PERMITE DETERMINAR
Evaluación cualitativa de la
compacidad.
Comparación cualitativa de la
estratificación del subsuelo.
Evaluación cualitativa de la
compacidad.
Comparación cualitativa de la
estratificación del subsuelo.
Evaluación continua de la
densidad y resistencia de las
arenas. Evaluación continua de
la resistencia al corte no
drenada en arcillas.
Resistencia al corte no
drenada.
Capacidad de carga y
compresibilidad
Módulo de deformación.
Módulo de reacción de la
subrasante. Capacidad de
carga.
Correlación empírica para tipo
de suelo, Ke, relación de
sobreconsolidación, módulo y
resistencia al corte no drenada.
Evaluación del coeficiente de
permeabilidad
Sección 10 - Fundaciones (SI)
ESPECIFICACIONES
COMENTARIO
• Tensión en rocas usando el método de fractura
hidráulica - ASTM D 4645
10.5 ESTADOS LÍMITE Y FACTORES DE
RESISTENCIA
10.5.1 Requisitos Generales
Los estados límite deberán ser como se especifica en
el Artículo 1.3.2. Esta sección contiene aclaraciones
específicas para las fundaciones.
10.5.2 Estados Límite de Servicio
C10.5.2
El diseño de las fundaciones para el estado límite de
servicio deberá incluir:
En los puentes en los cuales la superestructura y la
subestructura no están integradas, los asentamientos se
pueden corregir tesando y calzando los apoyos. El
Artículo 2.5.2.3 establece requisitos de tesado para estos
puentes.
Se debería comparar el costo que implicaría limitar los
movimientos de las fundaciones con el costo de diseñar
la superestructura de modo que pueda tolerar mayores
movimientos o con el costo de corregir las consecuencias
de los movimientos realizando mantenimiento. Esto
permitirá determinar el mínimo costo correspondiente a la
vida útil del puente. El Propietario puede establecer
requisitos más severos.
• Asentamientos,
• Desplazamientos laterales, y
• Capacidad de carga estimada usando la presunta
presión de contacto.
La consideración de los asentamientos se deberá
basar en criterios de "rideability" y economía.
10.5.3 Estado Límite de Resistencia
El diseño de las fundaciones para el estado límite de
resistencia deberá incluir:
• Capacidad de carga, excepto la presión de contacto
presunta;
• Pérdida de contacto excesiva;
• Resbalamiento en la base de la zapata;
• Pérdida de apoyo lateral;
• Pérdida de estabilidad global; y
• Capacidad estructural.
Las fundaciones se deberán dimensionar de manera
tal que la resistencia mayorada sea mayor o igual que las
solicitaciones correspondientes a las cargas mayoradas
especificadas en la Sección 3.
10.5.4
Estado Límite Correspondiente a Eventos
Extremos
C10.5.4
Cuando corresponda, las fundaciones se deberán
diseñar para eventos extremos.
Los eventos extremos incluyen la inundación de
control para socavación, la colisión de vehículos y
embarcaciones, las cargas sísmicas y otras situaciones
10-13
Sección 10 - Fundaciones (SI)
ESPECIFICACIONES
COMENTARIO
específicas del predio que el Ingeniero determine que es
necesario incluir.
Desde 1996 las consideraciones sísmicas para el
diseño de fundaciones están siendo reevaluadas
exhaustivamente. Por el momento la información
relevante de la División I-A de las Especificaciones
Estándares se reproduce como un Apéndice al final de la
presente sección.
10.5.5 Factores de Resistencia
C10.5.5
Los factores de resistencia para los diferentes tipos de
sistemas de fundación en el estado límite de resistencia
se deberán tomar como se especifica en las Tablas 1 a 3,
a menos que se encuentren disponibles valores
específicos correspondientes a la región.
Cuando se especifican fundaciones con pilotes, la
documentación técnica deberá especificar el nivel de
verificación in situ de la capacidad de los pilotes. La
verificación in situ especificada deberá ser consistente
con el valor de λv tomado de la Tabla 2.
Los factores de resistencia para el estado límite de
servicio se deberán considerar iguales a 1,0.
En aquellos casos en los cuales había información
estadística disponible, para derivar los factores de
resistencia geotécnica indicados en las Tablas 1 a 3 se
utilizó la teoría de la confiabilidad, combinada en algunos
casos con el criterio profesional. Estos valores de
resistencia no se aplican a la resistencia estructural, para
la cual se deben utilizar las Secciones 5, 6, 7 y 8. En
aquellos casos en los cuales la información disponible
era insuficiente para realizar una calibración aplicando la
teoría de la confiabilidad, los factores de resistencia
fueron seleccionados en base al criterio profesional, de
manera que los diseños realizados utilizando los
procedimientos por factores de carga y resistencia fueran
consistentes con los diseños obtenidos utilizando
procedimientos por tensiones admisibles. El Apéndice A
de Barker et al. (1991) contiene mayor información sobre
este tema.
El factor de resistencia para el empuje pasivo del
suelo asociado con la capacidad de carga se debe
adopta como se especifica en la Tabla 1 cuando un
componente del puente está siendo "empujado" por el
suelo, como por ejemplo los muros de retención de los
estribos integrales, o bien "jalado" hacia el suelo, como
por ejemplo los macizos de anclaje. Por otro lado, si se
utiliza el empuje pasivo del suelo para determinar las
solicitaciones sobre otros componentes del puente, por
ejemplo los momentos flectores en los componentes de
un estribo integral, es conservador asumir que está
disponible la máxima resistencia pasiva, es decir, φ =
1,0.
En el pasado se consideraba un factor de reducción
aproximadamente igual a 0,875 cuando se anticipaba
una dificultad moderada para el hincado, y un factor
aproximadamente igual a 0,75 cuando se anticipaba que
el hincado de los pilotes sería difícil. Davidsson et al.
(1983) contiene más detalles sobre este tema.
Cuando se anticipa que el hincado de los pilotes se
hará con dificultad, se debería considerar una reducción
adicional de Pn.
10-14
Sección 10 - Fundaciones (SI)
Tabla 10.5.5-1 - Factores de Resistencia para el Estado Límite de Resistencia de las Fundaciones Superficiales
MÉTODO/SUELO/CONDICIÓN
Capacidad de carga y empuje pasivo
FACTOR DE
RESISTENCIA
Arena:
− Procedimiento semiempírico utilizando datos de
ensayos SPT
0,45
− Procedimiento semiempírico utilizando datos de
ensayos de penetración (cono)
0,55
− Método racional usando φf estimado a partir de datos de ensayos
SPT
0,35
usando φf estimado a partir de datos de ensayos
CPT
0,45
Arcilla
− Procedimiento semiempírico utilizando datos de
ensayos CPT
0,50
− Método racional usando la resistencia al corte medida en ensayos
en laboratorio
0,60
usando la resistencia al corte medida en ensayos
de molinete in situ
0,60
usando la resistencia al corte estimada a partir
de datos de ensayos CPT
0,50
Roca
Resbalamiento
− Procedimiento semiempírico, Carter y Kulhawy
(1988)
0,60
Ensayo con placa de carga
0,55
Hormigón prefabricado colocado sobre arena
usando φf estimado a partir de datos de ensayos
SPT
usando φf estimado a partir de datos de ensayos
CPT
0,90
0,90
Hormigón colado en obra sobre arena
usando φf estimado a partir de datos de ensayos
SPT
0,80
usando φf estimado a partir de datos de ensayos
CPT
0,80
10-15
Sección 10 - Fundaciones (SI)
MÉTODO/SUELO/CONDICIÓN
FACTOR DE
RESISTENCIA
El resbalamiento en arcilla es controlado por la
resistencia de la arcilla cuando la resistencia al
corte de la arcilla es menor que 0,5 veces la tensión
normal, y es controlado por la tensión normal
cuando la resistencia al corte de la arcilla es mayor
que 0,5 veces la tensión normal (ver Figura 1,
desarrollada para el caso en que hay al menos 150
mm de material granular compactado debajo de la
zapata).
Arcilla (cuando la resistencia al corte es menor que
0,5 veces la presión normal)
φT
φep
Estabilidad global
usando la resistencia al corte medida en ensayos
en laboratorio
0,85
usando la resistencia al corte medida en ensayos
in situ
0,85
usando la resistencia al corte estimada a partir
de datos de ensayos CPT
0,80
Arcilla (cuando la resistencia es mayor que 0,5
veces la presión normal)
0,85
Suelo sobre suelo
1,0
Componente de empuje pasivo del suelo de la
resistencia al resbalamiento
0,50
Cuando las propiedades del suelo o la roca y los
niveles del agua freática se basan en ensayos en
laboratorio o ensayos in situ, las fundaciones
superficiales en un talud o próximas a un talud se
deberán evaluar para determinar su estabilidad
global y resistencia a un modo de falla profundo
0,90
10-16
Sección 10 - Fundaciones (SI)
Tabla 10.5.5-2 - Factores de Resistencia para el Estado Límite de Resistencia Geotécnica en Pilotes Hincados
Cargados Axialmente
MÉTODO/SUELO/CONDICIÓN
Capacidad de carga
última de pilotes
hincadosindividuales
FACTOR DE
RESISTENCIA
Resistencia friccional: Arcilla
método α (Tomlinson, 1987)
0,70λv
método β (Esrig y Kirby, 1979, y método de Nordlund aplicado a
suelos cohesivos)
0,50λ v
método λ (Vijayvergiya y Focht, 1972)
0,55λ v
Resistencia de punta: Arcilla y Roca
Arcilla (Skempton, 1951)
0,70λ v
Roca (Canadian Geotechnical Society, 1985)
0,50λ v
Resistencia friccional y resistencia de punta: Arena
Método SPT
0,45λ v
Método CPT
0,55λ v
Análisis por ecuación de onda asumiendo la resistencia al hincado
0,65λ v
Ensayo de carga
0,80λ v
Falla en bloque
Arcilla
0,65
Resistencia contra el
levantamiento de pilotes
hincados individuales
método α
0,60
método β
0,40
método λ
0,45
método SPT
0,35
método CPT
0,45
Ensayo de carga
0,80
Arena
0,55
Arcilla
0,55
Resistencia contra el
levantamiento de grupos
de pilotes hincados
Método para controlar la instalación de los pilotes y verificar su capacidad durante o después del
hincado a ser especificado en la documentación técnica
Valor de λv
Fórmulas para hincado de pilotes, por ejemplo, ENR, ecuación sin medición de onda de tensión
durante el hincado
0,80
Gráfica de carga obtenida mediante análisis de ecuación de onda sin medición de onda de tensión
durante el hincado
0,85
Mediciones de onda de tensión en 2% a 5% de los pilotes, capacidad verificada mediante métodos
simplificados, por ejemplo analizador de hincado de pilotes
0,90
Mediciones de onda de tensión en 2% a 5% de los pilotes, capacidad verificada mediante métodos
simplificados, por ejemplo analizador de hincado de pilotes y ensayo de carga estática para verificar
la capacidad
1,00
Mediciones de onda de tensión en 2% a 5% de los pilotes, capacidad verificada mediante métodos
simplificados, por ejemplo analizador de hincado de pilotes y análisis CAPWAP para verificar la
capacidad
1,00
Mediciones de onda de tensión en 10% a 70% de los pilotes, capacidad verificada mediante
métodos simplificados, por ejemplo analizador de hincado de pilotes
1,00
10-17
Sección 10 - Fundaciones (SI)
Tabla 10.5.5-3 - Factores de Resistencia para el Estado Límite de Resistencia Geotécnica en Pilotes Perforados
Cargados Axialmente
MÉTODO/SUELO/CONDICIÓN
Capacidad de carga
última de pilotes
perforados individuales
Resistencia lateral en arcilla
Método α
(Reese y O'Neill, 1988)
0,65
Resistencia de la base en
arcilla
Tensión total
(Reese y O'Neill, 1988)
0,55
Resistencia lateral en arena
Touma y Reese (1974)
Meyerhof (1976)
Quiros y Reese (1977)
Reese y Wright (1977)
Reese y O'Neill (1988)
Ver discusión en
el Articulo
10.8.3.4
Resistencia de la base en
arena
Touma y Reese (1974)
Meyerhof (1976)
Quiros y Reese (1977)
Reese y Wright (1977)
Reese y O'Neill (1988)
Ver discusión en
el Articulo
10.8.3.4
Resistencia lateral en roca
Carter y Kulhawy (1988)
0,55
Horvath y Kenney (1979)
0,65
Canadian Geotechnical Society (1985)
0,50
Método de la presión
(Canadian Geotechnical Society, 1985)
0,50
Ensayo de carga
0,80
Resistencia de la base en
roca
Resistencia lateral y
resistencia de la base
Falla en bloque
Arcilla
Resistencia contra el
levantamiento de pilotes
perforados individuales
Arcilla
Resistencia contra
levantamiento de grupos
de pilotes perforados
FACTOR DE
RESISTENCIA
0,65
Método α
(Reese y O'Neill, 1988)
0,55
Pilotes perforados con base acampanada
(Reese y O'Neill, 1988)
0,50
Arena
Touma y Reese (1974)
Meyerhof (1976)
Quiros y Reese (1977)
Reese y Wright (1977)
Reese y O'Neill (1988)
Ver discusión en
el Articulo
10.8.3.7
Roca
Carter y Kulhawy (1988)
0,45
Horvath y Kenney (1979)
0,55
Ensayo de carga
0,80
Arena
Arcilla
0,55
0,55
10-18
Sección 10 - Fundaciones (SI)
ESPECIFICACIONES
10.6
ZAPATAS
10.6.1
Consideraciones Generales
COMENTARIO
10.6.1.1 REQUISITOS GENERALES
C10.6.1.1
Los requisitos de este artículo se aplican al diseño de
zapatas aisladas y, cuando corresponda, a las zapatas
combinadas. Se deberá prestar particular atención a las
zapatas construidas sobre rellenos.
Las zapatas se deberían diseñar de manera que la
presión debajo de la zapata sea tan uniforme como sea
posible. La distribución de la presión del suelo deberá ser
consistente con las propiedades del suelo o la roca y la
estructura y con los principios establecidos de la
mecánica de suelos y de rocas.
En los rellenos los problemas de capacidad
insuficiente y/o asentamiento excesivos pueden ser
significativos, particularmente si se utilizan materiales
pobres - es decir blandos, húmedos, congelados o no
durables, o si el material no está compactado
adecuadamente. El asentamiento de un relleno
incorrectamente colocado o compactado alrededor de las
pilas de un puente puede provocar un aumento
sustancial de las cargas en las zapatas debido a la fuerza
de fricción descendente que ejerce el relleno que se
asienta sobre la pila, es decir, fricción superficial
negativa. Aún los rellenos correctamente colocados y
compactados
experimentan
cierta
cantidad
de
asentamiento o hinchamiento, dependiendo del tipo de
material, las condiciones de humedad, el método de
colocación y el método y el grado de compactación.
10.6.1.2 PROFUNDIDAD
C10.6.1.2
La profundidad de las zapatas se deberá determinar
considerando la naturaleza de los materiales de fundación
y la posibilidad de socavación. Las zapatas ubicadas en
cruces sobre cursos de agua se deberán fundar como
mínimo a una profundidad de 600 mm por debajo de la
máxima profundidad de socavación anticipada como se
especifica en el artículo 2.6.4.4.1.
En los casos en los cuales las zapatas se fundan
sobre roca, se debe prestar particular atención al efecto
de las voladuras. Cuando se realizan voladuras en
formaciones
rocosas
competentes
y
altamente
resistentes típicamente la roca se fractura hasta cierta
profundidad por debajo de la superficie final de la roca.
Las voladuras pueden reducir la resistencia a la
socavación dentro de la zona de roca inmediatamente
debajo de la base de la zapata.
En los Estados Unidos existen considerables
diferencias en cuanto a la penetración de las heladas
entre diferentes regiones e incluso entre diferentes
localidades. Si la protección contra las heladas es
marginal o deficiente, se debería considerar el uso de
aislantes para mejorar dicha protección contra las
heladas.
La evaluación de las fuerzas de filtración y los
gradientes hidráulicos es fundamental para el diseño de
las excavaciones para las fundaciones que se extienden
por debajo del nivel freático. Las fuerzas de filtración
ascendentes que actúan en el fondo de las excavaciones
pueden provocar tubificación en los suelos granulares
densos o levantamiento en los suelos granulares sueltos,
y esto puede provocar inestabilidad de la base. Estos
problemas se pueden controlar mediante un drenaje
adecuado, típicamente utilizando pozos o puntas
filtrantes (well points). El drenaje de las excavaciones en
suelos
granulares
sueltos
puede
provocar
el
asentamiento del terreno circundante. Si hay estructuras
adyacentes que pudieran resultar dañadas por tales
Las zapatas que no están expuestas a la acción de las
corrientes de agua se deberán fundar sobre una
fundación firme debajo del nivel de congelamiento o sobre
una fundación firme que se haya protegido contra las
heladas sobreexcavando el material susceptible a las
heladas hasta un nivel debajo de la línea de las heladas y
reemplazándolo por material no susceptible a las heladas.
Se debería considerar el uso ya sea de un geotextil o
bien de una capa de filtro granular graduado para reducir
la susceptibilidad a la tubificación en el rip-rap o relleno
detrás de los estribos.
10-19
Sección 10 - Fundaciones (SI)
ESPECIFICACIONES
COMENTARIO
asentamientos o si el costo del drenaje es demasiado
elevado se podrían utilizar métodos para cortar la
filtración,
tales
como
tablestacados
o
muros
interceptores.
10.6.1.3 ANCLAJE
C10.6.1.3
Las zapatas que están fundadas sobre superficies de
roca maciza lisas inclinadas y que no están restringidas
por medio de una sobrecarga de material resistente se
deberán anclar de manera efectiva utilizando anclajes
para roca, bulones para roca, clavijas, barras de trabazón
u otros medios adecuados.
Las voladuras tienen una elevada probabilidad de
sobreexcavar y/o fragmentar la roca por debajo del nivel
de la zapata. En consecuencia, se debería proveer un
anclaje efectivo entre la roca y la zapata, como por
ejemplo el que proveen los anclajes, los bulones o las
barras de trabazón para roca.
10.6.1.4 NIVEL FREÁTICO
Las fundaciones se deberán diseñar considerando el
máximo nivel freático anticipado.
Se deben considerar la influencia del nivel freático
sobre la capacidad de carga de los suelos o rocas y sobre
los asentamientos de la estructura. Si hay fuerzas de
filtración éstas también se deberán incluir en los análisis.
10.6.1.5 LEVANTAMIENTO
Cuando
las
fundaciones
están
sujetas
a
levantamiento, se deberá investigar tanto la resistencia al
arrancamiento como la resistencia estructural de las
fundaciones.
10.6.1.6 ESTRUCTURAS CERCANAS
Cuando las fundaciones se colocan adyacentes a
estructuras existentes se deberá investigar la influencia
de las estructuras existentes sobre el comportamiento de
la fundación y el efecto de la fundación sobre las
estructuras existentes.
10.6.2 Movimiento y Presión de Contacto en el
Estado Límite de Servicio
10.6.2.1 REQUISITOS GENERALES
C10.6.2.1
En el estado límite de servicio se deberá investigar el
movimiento de las fundaciones tanto en la dirección del
asentamiento vertical como en la dirección del
desplazamiento lateral.
Se deberá evaluar el desplazamiento lateral de una
estructura cuando:
Las deformaciones elásticas ocurren rápidamente y
por lo general son pequeñas. Normalmente estas
deformaciones se desprecian en el diseño. Los cambios
de volumen asociados con la reducción del contenido de
agua del subsuelo se denominan consolidación; la
consolidación se puede estimar y medir. En todos los
suelos se produce asentamiento por consolidación. En
los suelos no cohesivos la consolidación ocurre
rápidamente y en general no se puede distinguir de la
deformación elástica. En los suelos cohesivos, tales
como las arcillas, la consolidación puede producirse
durante un período de tiempo considerable.
• Hay cargas horizontales o inclinadas,
• La fundación está dispuesta sobre un terraplén
inclinado,
• Existe la posibilidad de pérdida de apoyo de la
10-20
Sección 10 - Fundaciones (SI)
ESPECIFICACIONES
COMENTARIO
fundación debido a la erosión o socavación, o
• Los estratos
significativa.
portantes
tienen
una
inclinación
Diferentes cargas pueden afectar significativamente la
magnitud de los asentamientos o desplazamientos
laterales de los suelos. Para estimar los asentamientos
se deberían considerar los siguientes factores:
• Relación entre la carga sostenida o de larga duración y
la carga total,
• Duración de las cargas sostenidas, e
• Intervalo de tiempo durante el cual se produce el
asentamiento o el desplazamiento lateral.
En los suelos cohesivos los asentamientos por
consolidación dependen del tiempo; en consecuencia, las
cargas transitorias tendrán un efecto despreciable. Sin
embargo, en los suelos no cohesivos en los cuales la
permeabilidad es lo suficientemente elevada, las cargas
transitorias pueden producir deformación elástica en el
suelo. Debido a que en los suelos sin cohesión la
deformación a menudo ocurre durante la construcción, es
decir durante la etapa de aplicación de las cargas, la
estructura puede acomodar esta deformación en cierta
medida, dependiendo del tipo de estructura y el método
constructivo utilizado.
En los suelos no cohesivos o granulares, la
deformación a menudo ocurre tan pronto como se aplican
las cargas. En consecuencia, en los suelos no cohesivos
los asentamientos debidos a las cargas transitorias
pueden ser significativos y por lo tanto deben ser
incluidos en los análisis de asentamiento.
10.6.2.2 CRITERIOS PARA EL MOVIMIENTO
10.6.2.2.1 Requisitos Generales
C10.6.2.2.1
Se deberán desarrollar criterios para el movimiento
vertical y horizontal que sean consistentes con el tipo y la
función de la estructura, su vida de servicio anticipada y
las consecuencias de los movimientos inaceptables sobre
el comportamiento de la estructura. Los criterios de
movimiento admisible se deberán establecer mediante
procedimientos
empíricos
o
mediante
análisis
estructurales, o bien considerando ambos tipos de
métodos.
La experiencia indica que los puentes pueden
acomodar asentamientos mayores que los que
tradicionalmente se permiten o anticipan en el diseño.
Este acomodo es acompañado por fluencia lenta,
relajación y redistribución de las solicitaciones. Se han
realizado algunos estudios para sintetizar la respuesta
aparente. Estos estudios indican que en los criterios de
asentamiento no se deberían permitir distorsiones
angulares entre fundaciones adyacentes mayores que
0,008 en tramos simples ni mayores que 0,004 en tramos
continuos (Moulton et al., 1985; Barker et al., 1991).
Puede ser necesario adoptar distorsiones angulares
límite menores luego de considerar:
• El costo de mitigación mediante fundaciones de mayor
tamaño, realineación y reconstrucción,
• La transitabilidad (rideability),
• Consideraciones estéticas, y
10-21
Sección 10 - Fundaciones (SI)
ESPECIFICACIONES
COMENTARIO
• Consideraciones de seguridad.
10.6.2.2.2 Cargas
El asentamiento inmediato se deberá determinar
usando la combinación de cargas correspondiente al
Estado Límite de Servio I, según se especifica en la Tabla
3.4.1-1. Los asentamientos dependientes del tiempo en
los suelos cohesivos se pueden determinar usando sólo
las cargas permanentes.
Se deberán investigar los asentamientos provocados
por la carga de terraplenes detrás de los estribos del
puente.
En las áreas en las cuales hay actividad sísmica se
deberán considerar los potenciales asentamientos de las
zapatas construidas sobre arena que podrían ocurrir
como resultado de las vibraciones inducidas por los
movimientos sísmicos.
10.6.2.2.3 Análisis de Asentamientos
10.6.2.2.3a Requisitos Generales
C10.6.2.2.3a
Los asentamientos de las fundaciones se deberían
estimar usando análisis de deformaciones basados en los
resultados de ensayos en laboratorio o ensayos in situ.
Los parámetros del suelo usados en los análisis se
deberían seleccionar de manera que reflejen el historial
de carga del terreno, la secuencia de la construcción y el
efecto de la estratificación del suelo.
Se deberán considerar tanto los asentamientos totales
como los asentamientos diferenciales, incluyendo los
efectos dependientes del tiempo.
El asentamiento total, incluyendo el asentamiento
elástico, el asentamiento por consolidación y el
asentamiento secundario, se puede tomar como:
El asentamiento inmediato, a veces denominado
asentamiento elástico debido al método que se utiliza
para calcularlo, es la deformación instantánea de la masa
de suelo que ocurre al cargar el suelo. En los suelos
cohesivos prácticamente saturados o saturados, la carga
aplicada es inicialmente soportada por la presión del
agua intersticial. A medida que la carga aplicada hace
que el agua intersticial salga de los vacíos del suelo, la
carga se transfiere al esqueleto del suelo. El
asentamiento por consolidación es la compresión gradual
del esqueleto del suelo a medida que el agua intersticial
sale de los vacíos del suelo. El asentamiento secundario
ocurre como resultado de la deformación plástica del
esqueleto del suelo bajo una tensión efectiva constante.
Los asentamientos inmediatos predominan en los
suelos no cohesivos y en los suelos cohesivos
insaturados, mientras que los asentamientos por
consolidación predominan en los suelos cohesivos de
grano fino que tienen un grado de saturación mayor que
aproximadamente 80 por ciento. El asentamiento
secundario es una consideración fundamental en los
suelos altamente plásticos o que contienen depósitos
orgánicos.
Para las zapatas en roca el principal componente de
deformación es el asentamiento elástico, a menos que la
roca o sus discontinuidades exhiban un comportamiento
notablemente dependiente del tiempo.
Gifford et al. (1987) presentan lineamientos generales
referidos a las condiciones de carga estática. Lam y
Martin (1986) presentan lineamientos acerca de las
condiciones de carga dinámica/sísmica.
Poulos y Davis (1974) presentan lineamientos sobre la
distribución de las tensiones verticales para zapatas de
S t = S e + Sc + S s
(10.6.2.2.3a-1)
donde:
Se = asentamiento elástico (mm)
Sc = asentamiento por consolidación (mm)
Ss = asentamiento secundario (mm)
Cuando corresponda, también se deberían considerar
otros factores que pudieran afectar el asentamiento, como
por ejemplo las cargas de terraplenes y las cargas
laterales y/o excéntricas y, para las zapatas en suelos
granulares, las cargas que originan las vibraciones
debidas a las sobrecargas dinámicas o cargas sísmicas.
La distribución del aumento de la tensión vertical
debajo de las zapatas circulares (o cuadradas) y zapatas
rectangulares largas, es decir, zapatas en las cuales L >
5B, se puede estimar usando la Figura 1.
10-22
Sección 10 - Fundaciones (SI)
ESPECIFICACIONES
COMENTARIO
B
4B
3B
B
2B
otras geometrías.
Los métodos utilizados para estimar el asentamiento
de las zapatas en arena incluyen un método integral que
considera los efectos de las variaciones del aumento de
la tensión vertical. Gifford et al. (1987) presentan
lineamientos para la aplicación de estos procedimientos.
B
qo
BB
qo
B
2B
3B
4B
0,8qo
0,4qo
0,0
3B
B
0,2qo
0,1qo
0,08qo
4q
o
2B
0,4qo
1q o
0,0
qo
02
0,
0,2qo
2B
3B
0,04qo
profundidad
4B
4B
0,02qo
5B
6B
5B
6B
0,1qo
0,01qo
7B
7B
0,08 qo
8B
8B
9B
9B
0,005qo
10B
11B
profundidad
B
10B
0,06 qo
4B
3B
2B
B
0
Zapata infinitamente larga
(a)
0
B
2B
3B
4B
11B
Zapata cuadrada
(b)
Figura 10.6.2.2.3a-1 - Curvas de tensión vertical de
Boussinesq para zapatas continuas y zapatas cuadradas,
modificadas según Sowers (1979)
10.6.2.2.3b Asentamiento de las Zapatas en Suelos no
Cohesivos
C10.6.2.2.3.b
Los asentamientos de las zapatas en suelos no
cohesivos se pueden estimar utilizando procedimientos
empíricos o la teoría de la elasticidad.
El asentamiento elástico de las zapatas en suelos no
cohesivos se puede estimar utilizando la siguiente
expresión:
(
⎡ qo 1 − v 2
Se = ⎣
E sβ z
donde:
)
A⎤
⎦
(10.6.2.2.3b-1)
Aunque se recomiendan métodos para determinar el
asentamiento de los suelos no cohesivos, la experiencia
indica
que
los
asentamientos
pueden
variar
considerablemente en una obra, y esta variación es
imposible de predecir mediante cálculos convencionales.
Los asentamientos de los suelos no cohesivos
ocurren esencialmente tan pronto como se carga la
fundación. En consecuencia, su importancia para el
comportamiento de la mayoría de las estructuras de
puentes será pequeña porque los asentamientos ocurren
antes de construir los elementos críticos del puente.
Muchos libros de texto y manuales de ingeniería
(Terzaghi y Peck, 1967; Sowers, 1979; U.S. Department
of the Navy, 1982; Gifford et al., 1987; Tomlinson, 1986;
Barker et al., 1991) describen detalladamente estos
procedimientos.
Para obtener lineamientos generales para estimar el
asentamiento elástico de las zapatas en arena, ver
Gifford et a. (1987).
Las distribuciones de tensiones utilizadas para
calcular el asentamiento elástico suponen que la zapata
es flexible y que está apoyada sobre un estrato de suelo
homogéneo de profundidad infinita. El asentamiento
debajo de una zapata flexible varía entre un máximo
cerca del centro y un mínimo en el borde iguales a
aproximadamente 50 por ciento y 64 por ciento del
10-23
Sección 10 - Fundaciones (SI)
ESPECIFICACIONES
COMENTARIO
qo
=
intensidad de la carga (MPa)
A
=
área de la zapata (mm2)
Es
=
módulo de Young del suelo, considerado como
se especifica en la Tabla 1 en lugar de los
resultados de los ensayos en laboratorio (MPa)
βz
=
factor de forma considerado como se especifica
en la Tabla 2 (adimensional)
v
=
coeficiente de Poisson, considerado como se
especifica en la Tabla 1 en lugar de los
resultados de los ensayos en laboratorio
(adimensional)
máximo en el caso de zapatas rectangulares y circulares,
respectivamente. Para las zapatas rígidas se asume que
el perfil de asentamiento es uniforme en todo el ancho de
la zapata.
Es difícil estimar con precisión el asentamiento
elástico, ya que los análisis se basan en un único valor
del módulo del suelo. Por lo tanto, para seleccionar un
valor apropiado del módulo del suelo, se debería
considerar la influencia de la estratificación del suelo, la
presencia de un lecho rocoso a baja profundidad y la
presencia de zapatas adyacentes.
Para las zapatas con cargas excéntricas el área, A, se
debería calcular en base a las dimensiones reducidas de
la zapata como se especifica en el Artículo 10.6.3.1.5.
A menos que Es varíe significativamente con la
profundidad, Es se debería determinar a una profundidad
de alrededor de 1/2 a 1/3 de B por debajo de la zapata. Si
el módulo del suelo varía significativamente con la
profundidad, para Es se puede utilizar un promedio
ponderado.
En la Tabla 1 se utiliza la siguiente nomenclatura:
N
= resistencia del ensayo de penetración estándar
(SPT)
N1
=
SPT corregido para considerar la profundidad
Su
=
resistencia al corte no drenada (MPa)
qc
=
resistencia del ensayo de penetración de cono
(MPa)
10-24
Sección 10 - Fundaciones (SI)
ESPECIFICACIONES
COMENTARIO
Tabla 10.6.2.2.3b-1 - Constantes elásticas de diferentes suelos modificadas de acuerdo con el U.S. Department of the
Navy (1982) y Bowles (1988)
Rango de valores
típicos
Tipo de Suelo
Arcilla:
Blanda sensible
Medianamente rígida
a rígida
Muy rígida
Loes
Limo
Módulo de Young, Es
(MPa)
2,4 - 15
15 - 50
0,4 - 0,5
(no drenada)
50 - 100
15 - 60
2 - 20
0,1 - 0,3
0,3 - 0,35
7,5 - 10
10 - 20
20 - 25
Arena:
Suelta
Medianamente densa
Densa
10 - 25
25 - 50
50 - 75
0,25
Circular
1
2
3
5
10
Es
(MPa)
Tipo de suelo
Limos, limos arenosos, mezclas
levemente cohesivas
Arenas limpias finas a medias y
arenas levemente limosas
Arenas gruesas y arenas con poca
grava
Grava arenosa y gravas
0,4 N1
0,7 N1
1,0 N1
1,1 N1
Grava arenosa y gravas
Arcilla blanda sensible
Arcilla medianamente rígida a rígida
Arcilla muy rígida
1,1 N1
400 Su - 1000 Su
1500 Su - 4000 Su
3000 Su - 4000 Su
0,20 - 0,35
0,30 - 0,40
Estimación de Es a partir de qc
25 - 75
75 - 100
100 - 200
0,2 - 0,35
0,3 - 0,4
Tabla 10.6.2.2.3b-2 - Factores de forma y rigidez, EPRI (1983)
L/B
Estimación de Es a partir de N
Estimación de Es a partir de Su
Arena fina:
Suelta
Medianamente densa
Densa
Grava:
Suelta
Medianamente densa
Densa
Coeficiente de
Poisson, v
(adimensional)
Flexible, βz
(promedio
1,04
1,06
1,09
1,13
1,22
1,41
βz
Rígido
1,13
1,08
1,10
1,15
1,24
1,41
10-25
Suelos arenosos
4 qc
Sección 10 - Fundaciones (SI)
ESPECIFICACIONES
COMENTARIO
10.6.2.2.3c Asentamiento de las Zapatas en Suelos
Cohesivos
C10.6.2.2.3c
Para las fundaciones en suelos cohesivos rígidos el
asentamiento elástico se puede determinar usando la
Ecuación 10.6.2.2.3b-1.
Para las fundaciones en suelos cohesivos se deberán
investigar tanto los asentamientos inmediatos como los
asentamientos por consolidación. En las arcillas
altamente plásticas y orgánicas, los asentamientos
secundarios pueden ser significativos y por lo tanto se
deberán incluir en el análisis.
Cuando los resultados de los ensayos realizados en
laboratorio se expresan en términos de la relación de
vacíos (e), el asentamiento por consolidación de las
zapatas en suelos cohesivos saturados o prácticamente
saturados se puede considerar como:
En la práctica la mayoría de las zapatas en suelos
cohesivos
están
más
fundadas
en
arcillas
sobreconsolidadas, y los asentamientos se pueden
estimar usando la teoría de la elasticidad (Baguelin et al.,
1978) o el método del módulo tangente (Janbu, 1963,
1967). Los asentamientos de las zapatas en arcilla
sobreconsolidada generalmente ocurren aproximadamente un orden de magnitud más rápido que en los
suelos sin preconsolidación, y es razonable suponer que
ocurren tan pronto como se aplican las cargas. En raras
ocasiones un estrato de suelo cohesivo puede exhibir
una presión de preconsolidación menor que el valor
calculado de la presión debida a la sobrecarga de suelo
existente. En estos casos se dice que el suelo está
subconsolidado, ya que aún no ha alcanzado un estado
de equilibrio bajo la tensión debida a la sobrecarga
aplicada. Esta condición puede haber sido provocada por
una reciente disminución del nivel freático. En este caso
ocurrirá asentamiento por consolidación debido a la
carga adicional de la estructura y el asentamiento que
está ocurriendo para llegar a un estado de equilibrio. El
asentamiento por consolidación total debido a estos dos
componentes se puede estimar utilizando las Ecuaciones
3 ó 6.
Para tomar en cuenta la disminución de la tensión a
medida que aumenta la profundidad debajo de una
zapata y las variaciones de la compresibilidad del suelo
en función de la profundidad, el estrato compresible se
debería dividir en incrementos verticales (típicamente de
1500 a 3000 mm para la mayoría de las zapatas de
ancho normal utilizadas en aplicaciones viales) y se
debería analizar separadamente el asentamiento por
consolidación de cada incremento. El valor total de Sc es
la sumatoria de los Sc para cada incremento.
La magnitud del asentamiento por consolidación
depende de las propiedades de consolidación del suelo
(es decir, Cc [o bien CcE] y Ccr [o bien CrE], la presión de
preconsolidación (σ'p), la tensión efectiva vertical actual
(σ'o) y la tensión efectiva vertical final después de la
aplicación de cargas adicionales (σ'f). La condición del
suelo ilustrada en las Figuras 1 y 2 corresponde a un
suelo sobreconsolidado (σ'o < σ'p), es decir un suelo que
estuvo cargado previamente por los estratos que yacían
sobre él, la disecación, la disminución del nivel del nivel
freático, glaciaciones o algún otro proceso geológico. Si
σ'o = σ'p el suelo se denomina normalmente consolidado.
Debido a que Ccr típicamente es igual a 0,05Cc a 0,10Cc,
para poder estimar el asentamiento por consolidación de
manera confiable es necesario comprender plenamente
el historial de las presiones a las cuales ha estado
sometido el depósito de suelo.
• Para suelos inicialmente sobreconsolidados
(es decir, σ'p > σ'o):
⎡ Hc ⎤ ⎡⎛
σ p′
σ ′ ⎞⎤
+ Cc log f ⎟ ⎥ (10.6.2.2.3c-1)
Sc = ⎢
⎥ ⎢⎜ Ccr log
σ o′
σ p′ ⎠⎟ ⎦⎥
⎣⎢ (1 + eo ) ⎦⎥ ⎣⎢⎝⎜
• Para suelos inicialmente normalmente consolidados
(es decir, σ'p = σ'o):
⎡ Hc ⎤ ⎡⎛
σ f ′ ⎞ ⎤⎥
⎢
⎜
⎟
Sc = ⎢
C
log
⎥
c
σ p′ ⎟⎠ ⎦⎥
⎣⎢ (1 + eo ) ⎦⎥ ⎣⎢⎝⎜
(10.6.2.2.3c-2)
• Para suelos inicialmente subconsolidados
(es decir, σ'p < σ'o):
⎛ σ ′ ⎞⎤
⎡ Hc ⎤ ⎡
⎢
⎜ f ⎟⎥
Sc = ⎢
C
log
⎥ c
⎢
⎜ ′ ⎟⎥
1
e
+
(
)
⎥
o ⎦
⎣⎢
⎝ σ pc ⎠ ⎦
⎣
(10.6.2.2.3c-3)
Cuando los resultados de los ensayos realizados en
laboratorio se expresan en términos de la deformación
unitaria vertical, εv, el asentamiento por consolidación se
puede considerar como:
• Para suelos inicialmente sobreconsolidados
(es decir, σ'p > σ'o):
⎡
⎛σ ′ ⎞
⎛ σ ′ ⎞⎤
p
⎟ + Cce log ⎜ f ⎟ ⎥
Sc = Hc ⎢Cre log ⎜
⎢
⎜σ ′ ⎟
⎜ σ ′ ⎟⎥
⎝ o ⎠
⎝ p ⎠⎦
⎣
(10.6.2.2.3c-4)
10-26
Sección 10 - Fundaciones (SI)
ESPECIFICACIONES
COMENTARIO
• Para suelos inicialmente normalmente consolidados
(es decir, σ'p = σ'o):
La confiabilidad de las estimaciones del asentamiento
por consolidación también depende de la calidad de la
muestra utilizada para el ensayo de consolidación y de la
exactitud con la cual se conocen o estiman los cambios
de pσ's en función de la profundidad. Como se ilustra en
la Figura C1, la pendiente de la curva e versus log σ'p y la
ubicación de σ'p se pueden ver fuertemente afectadas por
la calidad de las muestras utilizadas para los ensayos de
consolidación en laboratorio. En general, el uso de
muestras de baja calidad dará por resultado una
sobreestimación del asentamiento por consolidación.
Típicamente el valor de σ'p variará con la profundidad
como se ilustra en la Figura C2. Si no se conoce la
variación de σ'p en función de la profundidad (por
ejemplo, si para el perfil del suelo se realizó solamente
un ensayo de consolidación), es posible que los
asentamientos reales sean mayores o menores que el
valor calculado en base a un único valor de σ'p.
⎛σ′ ⎞
Sc = Hc Cce log ⎜ f ⎟
⎜σ ′ ⎟
⎝ p ⎠
(10.6.2.2.3c-5)
• Para suelos inicialmente subconsolidados
(es decir, σ'p < σ'o)
⎛ σ′ ⎞
Sc = Hc Cce log ⎜ f ⎟
⎜σ ′ ⎟
⎝ pc ⎠
(10.6.2.2.3c-6)
donde:
Hc
= altura del estrato de suelo compresible (mm)
eo
= relación de vacíos para la tensión efectiva
vertical inicial (adimensional)
Ccr
= índice de recompresión determinado como se
especifica en la Figura 1 (adimensional)
Cc
= índice de compresión determinado como se
especifica en la Figura 1 (adimensional)
Cce
= relación de compresión determinada como se
especifica en la Figura 2 (adimensional)
Cre
= relación de recompresión determinada como se
especifica en la Figura 2 (adimensional)
σ'p
= máxima tensión efectiva vertical histórica del
suelo en el intervalo de profundidad debajo de la
zapata (MPa)
eo
σo'
σ'p in situ
σp' de una muestra
σ'o
= tensión efectiva vertical inicial del suelo en el
intervalo de profundidad debajo de la zapata
(MPa)
σ'f
= tensión efectiva vertical final del suelo en el
intervalo de profundidad debajo de la zapata
(MPa)
σ'pc
= tensión efectiva vertical actual del suelo, sin
incluir la tensión adicional debida a las cargas
de la zapata (MPa)
Relación de vacíos, e
de alta calidad
Rango de σ' de una
muestra de baja calidad
Curva in situ
Curva de laboratorio para
muestra de alta calidad
Curva de laboratorio para
muestra de baja calidad
Tensión efectiva de consolidación, σvc
' (escala log)
Figura C10.6.2.2.3c-1 - Influencia de la calidad de la
muestra sobre la consolidación, Holtz y Kovacs (1981)
10-27
Sección 10 - Fundaciones (SI)
ESPECIFICACIONES
Relación de vacíos, e
eo
ep
COMENTARIO
σo'
σo' , σp'
∆σ
0
σ'p
Ccr
Cc
Profundidad (m)
5
Deformación unitaria vertical, ε v
Figura 10.6.2.2.3c-1 - Típica curva de compresión por
consolidación para suelo sobreconsolidado - Relación de
vacíos en función de la tensión efectiva vertical, EPRI
(1983)
ε vo
ε vp
c rε
Arcilla limosa gris
blanda sensible:
vetas de conchillas
y arena
Pt 15
Wa 50% prom.
σv' o
10
Arena limosa
Figura C10.6.2.2.3c-2 - Típica variación de la presión de
preconsolidación en función de la profundidad, Holtz y
Kovacs (1981)
σ'p
σf'
Tensión efectiva vertical, σ' (escala logarítmica)
Figura 10.6.2.2.3c-2 - Típica curva de compresión por
consolidación para suelo sobreconsolidado - Deformación
específica vertical en función de la tensión efectiva
vertical, EPRI (1983)
Si el ancho de la zapata es pequeño con relación al
espesor del suelo compresible se deberá considerar el
efecto de la carga tridimensional, el cual se puede tomar
como:
Sc (3 −D) = µc Sc (1−D)
0,15
∆σ
c cε
εvf
(MPa)
Rango de σp' de
ensayos con odómetro
en laboratorio
ef
σo'
0,10
Arena limosa
σf'
Tensión efectiva vertical, σ' (escala logarítmica)
µc
0,05
(10.6.2.2.3c-7)
= factor de reducción tomado como se especifica
en la Figura 3 (adimensional)
Sc(1-D) = asentamiento por consolidación unidimensional
(mm)
La altura del recorrido de drenaje es la mayor
distancia entre cualquier punto de un estrato compresible
y un estrato con drenaje en la parte superior y/o inferior
de la unidad de suelo compresible. Cuando un estrato
compresible está ubicado entre dos estratos de drenaje,
Hd es igual a la mitad de la altura real del estrato. Cuando
un estrato compresible está adyacente a un único estrato
de drenaje, Hd es igual a la altura real del estrato.
Los cálculos para predecir la velocidad de
consolidación en base a resultados de ensayos en
laboratorio generalmente tienden a sobreestimar el
tiempo real requerido para que la consolidación ocurra in
situ. Esta sobreestimación se debe principalmente a:
• La presencia de estratos de drenaje de poco espesor
dentro del estrato compresible que no fueron
observados durante la exploración del suelo o no se
consideraron en el cálculo del asentamiento;
• Los efectos de la disipación tridimensional de las
presiones del agua intersticial in situ, antes que la
disipación unidimensional que imponen los ensayos de
consolidación en laboratorio y que se suponen en los
análisis; y
• Los efectos de la alteración de las muestras, que
tiende a reducir la permeabilidad de las muestras
ensayadas en laboratorio.
10-28
Sección 10 - Fundaciones (SI)
ESPECIFICACIONES
COMENTARIO
Relación de sobreconsolidación, σp' / σo'
1
Factor de reducción, µ c
1,0
10
5
15
4
B / H c= 1
0,5
0,2
B
arcilla
Hc
0
Figura 10.6.2.2.3c-3 - Factor de reducción para
considerar los efectos del asentamiento por consolidación
tridimensional, EPRI (1983)
El tiempo (t) necesario para alcanzar un porcentaje
determinado del asentamiento por consolidación
unidimensional estimado se puede tomar como:
t=
THd2
cv
Winterkorn y Fang (1975) presentan valores de T y
otras distribuciones de las presiones en exceso.
(10.6.2.2.3c-8)
donde:
T
= factor de tiempo que se toma como se
especifica en la Figura 4 (adimensional)
Hd
=
altura del recorrido de drenaje más largo en un
estrato de suelo compresible (mm)
cv
=
coeficiente que se toma de los resultados de
ensayos de consolidación realizados en
laboratorio sobre muestras de suelo inalterado o
de mediciones in situ utilizando dispositivos
tales como una sonda o un cono piezométrico
(mm2/año)
El asentamiento secundario de las zapatas en suelos
cohesivos se puede tomar como:
⎛t ⎞
Ss = Cae Hc log ⎜ 2 ⎟
⎝ t1 ⎠
(10.6.2.2.3c-9)
donde:
t1
= tiempo en el cual comienza el asentamiento
secundario, típicamente en un tiempo equivalente
al 90 por ciento del grado de consolidación
promedio (años)
t2
= tiempo arbitrario que puede representar la vida de
El asentamiento secundario se produce como
resultado del reajuste continuo del esqueleto del suelo
bajo cargas sostenidas. El asentamiento secundario es
más importante para las arcillas altamente plásticas y los
suelos orgánicos y micáceos. Aún no se comprende
totalmente el mecanismo de los asentamientos
secundarios, particularmente en el caso de las arcillas
altamente plásticas y orgánicas. En consecuencia, los
asentamientos secundarios calculados se deben
considerar
exclusivamente
como
estimaciones
aproximadas.
10-29
Sección 10 - Fundaciones (SI)
ESPECIFICACIONES
COMENTARIO
servicio de la estructura (años)
Cae = coeficiente estimado a partir de los resultados de
ensayos de consolidación realizados en laboratorio
sobre
muestras
de
suelo
inalteradas
(adimensional).
Porcentaje de consolidación, U
Factor de tiempo, T
0,01
0,001
0
0,1
1
20
40
∆u inicial
60
o
80
100
Figura 10.6.2.2.3c-4 - Porcentaje de consolidación en
función del factor de tiempo, T, EPRI (1983
10.6.2.2.3d - Asentamiento de las Zapatas en Roca
C10.6.2.2.3d
Para las zapatas en roca competente, diseñadas de
acuerdo con el Artículo 10.6.3.2.2, generalmente se
puede asumir que los asentamientos elásticos son
menores que 15 mm. Si los asentamientos elásticos de
esta magnitud no son aceptables o si la roca no es
competente se deberá realizar un análisis del
asentamiento en base a las características de la masa de
roca.
Si la roca está fisurada o triturada y no se satisfacen
los criterios para determinar que la roca es competente,
en el análisis del asentamiento se deberán considerar la
influencia del tipo de roca, el estado de las
discontinuidades y el grado de meteorización.
El asentamiento elástico de las zapatas en roca
fisurada o triturada se puede tomar como:
En la mayoría de los casos alcanza con determinar el
asentamiento usando la presión media debajo de la
zapata.
Cuando las fundaciones están sujetas a una carga
muy elevada o cuando la tolerancia para el asentamiento
es muy pequeña, el asentamiento de las zapatas en roca
se puede estimar utilizando la teoría de la elasticidad. En
estos análisis se debería emplear la rigidez de la masa
de roca.
La precisión con la cual se pueden estimar los
asentamientos utilizando la teoría de la elasticidad
depende de la precisión del módulo de elasticidad
estimado para la masa de roca, Em. En algunos casos el
valor de Em se puede estimar mediante correlación
empírica con el valor del módulo de elasticidad de la roca
intacta entre fisuras. Si las condiciones de la masa de
roca son inusuales o pobres puede ser necesario
determinar su módulo de elasticidad a partir de ensayos
in situ, tales como ensayos con placa de carga y ensayos
presiométricos.
• Para zapatas circulares (o cuadradas):
(
ρ = qo 1 − v 2
r lp
)E
(10.6.2.2.3d-1)
m
donde:
lp =
( π)
βz
(10.6.2.2.3d-2)
• Para zapatas rectangulares:
10-30
Sección 10 - Fundaciones (SI)
ESPECIFICACIONES
(
ρ = qo 1 − v 2
B lp
)E
COMENTARIO
(10.6.2.2.3d-3)
m
donde:
(L / B )
12
lp =
βz
(10.6.2.2.3d-4)
donde:
qo = tensión vertical en la base del área cargada (MPa)
v
= coeficiente de Poisson (adimensional)
r
= radio de una zapata circular o B/2 en el caso de las
zapatas cuadradas (mm)
lp
= coeficiente de influencia que toma en cuenta la
rigidez y las dimensiones de la zapata
(adimensional)
Em = módulo de la masa de roca (MPa)
βz = factor que toma en cuenta la geometría y la rigidez
de la zapata (adimensional)
Para las zapatas rígidas los valores de Ip se pueden
calcular usando los valores de βz indicados en la Tabla
10.6.2.2.3b-2. Si no hay resultados de ensayos
disponibles, para los tipos de roca habituales los valores
del coeficiente de Poisson, v, se pueden tomar como se
indica en la Tabla 1. La determinación del módulo de la
masa de roca, Em, se debería basar en resultados de
ensayos in situ y en laboratorio. Alternativamente, los
valores de Em se pueden estimar multiplicando el módulo
de elasticidad de la roca intacta, Eo, obtenido mediante
ensayos de compresión uniaxial por un factor de
reducción, αE, que toma en cuenta la frecuencia de las
discontinuidades según el RQD (designación de la calidad
de la roca, según sus siglas en inglés), usando la
siguiente relación (Gardner, 1987):
Em = αE Eo
(10.6.2.2.3d-5)
donde:
αE = 0,0231 (RQD) − 1,32 ≥ 0,15
(10.6.2.2.3d-6)
Para el diseño preliminar o cuando es imposible obtener
datos de ensayos específicos del predio, se pueden
utilizar diferentes lineamientos para estimar los valores de
Eo, tales como los que se indican en la Tabla 2. Para los
análisis preliminares o para el diseño final en aquellos
10-31
Sección 10 - Fundaciones (SI)
ESPECIFICACIONES
COMENTARIO
casos en los cuales no hay resultados de ensayos in situ
disponibles, para estimar Em se debería utilizar un valor
αE = 0,15.
La magnitud de los asentamientos por consolidación y
secundarios en las masas rocosas que contienen vetas
blandas u otros materiales con características de
asentamiento dependientes del tiempo se puede estimar
aplicando los procedimientos especificados en el Artículo
10.6.2.2.3c.
Tabla 10.6.2.2.3d-1 - Coeficiente de Poisson para rocas intactas, modificado según Kulhawy (1978)
Coeficiente de Poisson, v
No. de
valores
No. de tipos
de roca
Máximo
Mínimo
Promedio
Desviación
estándar
Granito
22
22
0,39
0,09
0,20
0,08
Gabro
3
3
0,20
0,16
0,18
0,02
Diabasa
6
6
0,38
0,20
0,29
0,06
Basalto
11
11
0,32
0,16
0,23
0,05
Cuarcita
6
6
0,22
0,08
0,14
0,05
Mármol
5
5
0,40
0,17
0,28
0,08
Gneis
11
11
0,40
0,09
0,22
0,09
Esquisto
12
11
0,31
0,02
0,12
0,08
Arenisca
12
9
0,46
0,08
0,20
0,11
Limonita
3
3
0,23
0,09
0,18
0,06
Lutita
3
3
0,18
0,03
0,09
0,06
Caliza
19
19
0,33
0,12
0,23
0,06
Dolostona
5
5
0,35
0,14
0,29
0,08
Tipo de roca
10-32
Sección 10 - Fundaciones (SI)
ESPECIFICACIONES
COMENTARIO
Tabla 10.6.2.2.3d-2 - Módulos de elasticidad para rocas intactas, modificados según Kulhawy (1978)
Módulo de Elasticidad, Eo
(MPa x 103)
No. de
valores
No. de tipos
de roca
Máximo
Mínimo
Promedio
Desviación
estándar
Granito
26
26
100
6.41
52,7
3,55
Diorita
3
3
112
17.1
51,4
6,19
Gabro
3
3
84,1
67.6
75,8
0,97
Diabasa
7
7
104
69,0
88,3
1.78
Basalto
12
12
84,1
29,0
56,1
2,60
Cuarcita
7
7
88,3
36,5
66,1
2,32
Mármol
14
13
73,8
4,00
42,6
2,49
Gneiss
13
13
82,1
28,5
61,1
2,31
Pizarra
11
2
26,1
2,41
9,58
0,96
Esquisto
13
12
69,0
5,93
34,3
3,18
Filita
3
3
17,3
8,62
11,8
0,57
Arenisca
27
19
39,2
0,62
14,7
1,19
Limonita
5
5
32,8
2,62
16,5
1,65
Lutita
30
14
38,6
0,007
9,79
1,45
Caliza
30
30
89,6
4,48
39,3
3,73
Dolostona
17
16
78,6
5,72
29,1
3,44
Tipo de roca
10.6.2.2.4 Pérdida de Estabilidad Global
C10.6.2.2.4
Se deberá investigar la estabilidad global en el estado
límite de servicio utilizando los requisitos del Artículo
3.4.1.
Se pueden emplear métodos o análisis de equilibrio
que utilicen el método de análisis de estabilidad de
taludes de Bishop modificado, de Janbu simplificado, de
Spencer u otro de aceptación generalizada.
La investigación de la estabilidad global es
particularmente importante para las fundaciones
ubicadas próximas a:
• Un talud natural o sobre terreno inclinado,
• Un terraplén o una excavación,
• Un cuerpo de agua,
10-33
Sección 10 - Fundaciones (SI)
ESPECIFICACIONES
COMENTARIO
• Una mina, o
• Un muro de sostenimiento.
El modo de falla será determinado por las condiciones
del suelo en la proximidad de la zapata.
Cuando las condiciones del suelo son relativamente
homogéneas y estas condiciones se extienden debajo de
la zapata, la superficie de falla crítica probablemente
será circular. Cuando las condiciones subsuperficiales
incluyen una zona o estrato particularmente débil o una
superficie rocosa inclinada a poca profundidad, la
superficie de falla crítica probablemente será plana. En
muchos casos es necesario analizar ambos modos de
falla para determinar cuál es el modo de falla más crítico.
Aunque la estabilidad global sea satisfactoria, puede
ser necesario realizar exploraciones, ensayos y análisis
especiales para los estribos de puentes o muros de
sostenimiento construidos sobre suelos blandos si la
consolidación y/o el estrechamiento lateral de los suelos
blandos pueden provocar un asentamiento a largo plazo
inaceptable o el movimiento lateral de los estribos.
10.6.2.3
PRESIÓN DE CONTACTO PARA EL ESTADO
LÍMITE DE SERVICIO
10.6.2.3.1 Valores presuntos para la presión de contacto
C10.6.2.3.1
El uso de valores presuntos se deberá basar en el
conocimiento de las condiciones geológicas en el predio
del puente o en el área próxima al predio del puente.
A menos que haya disponibles datos regionales más
relevantes, se pueden utilizar los valores presuntos
indicados en la Tabla C1. Estos valores representan
presiones de contacto admisibles y se aplican solamente
en el estado límite de servicio.
10-34
Sección 10 - Fundaciones (SI)
ESPECIFICACIONES
COMENTARIO
Tabla C10.6.2.3.1-1 - Presiones de contacto admisibles presuntas para zapatas en el Estado Límite de Servicio
(Modificadas de acuerdo con el U.S. Department of the Navy, 1982)
TIPO DE MATERIAL DE APOYO
CONSISTENCIA IN SITU
PRESIÓN DE CONTACTO
(MPa)
Rango normal
Valor de uso
recomendado
Roca cristalina ígnea y metamórfica
maciza: grafito, diorita, basalto, gneis,
conglomerado bien cementado (la
condición "sana" permite fisuras
menores)
Roca muy dura sana
5,7 a 9,6
7,7
Roca metamórfica foliada: lutita,
esquisto (la condición "sana" permite
fisuras menores)
Roca dura sana
2,9 a 3,8
3,4
Roca sedimentaria: lutitas duras
cementadas, limonita, arenisca, caliza
sin cavidades
Roca dura sana
1,4 a 2,4
1,9
Lecho rocoso meteorizado o fisurado de Roca de dureza media
cualquier tipo, excepto rocas
fuertemente arcillosas (lutita)
0,77 a 1,1
0,96
Lutita compactada u otra roca
fuertemente arcillosa en condición sana
Roca de dureza media
0,77 a 1,1
0,96
Mezcla bien graduada de suelos
granulares finos y gruesos: till glacial,
tosca, morena (GW-GC, GC, SC)
Muy densa
0,77 a 1,1
0,96
Grava, mezcla de grava y arena,
mezclas de grava y canto rodado (GW,
GP, SW, SP)
Muy densa
0.57 a 0,96
0,67
Medianamente densa a densa
0,38 a 0,67
0,48
Suelta
0,19 a 0,57
0,29
0,38 a 0,57
0,38
0,19 a 0,38
0,29
Suelta
0,096 a 0,29
0,14
Muy densa
0,29 a 0,48
0,29
Medianamente densa a densa
0,19 a 0,38
0,24
Suelta
0,096 a 0,19
0,22
Muy densa
0,29 a 0,48
0,29
Medianamente densa a densa
0,19 a 0,38
0,24
Suelta
0,096 a 0,19
0,22
Muy rígida a dura
0,29 a 0,57
0,38
Medianamente rígida a rígida
0,096 a 0,29
0,19
Blanda
0,048 a 0,096
0,048
0,19 a 0,38
0,29
Medianamente rígida a rígida
0,096 a 0,029
0,14
Blanda
0,048 a 0,096
0,048
Arena gruesa a media y con poca grava Muy densa
(SW, SP)
Medianamente densa a densa
Arena fina a media, arena media a
gruesa limosa o arcillosa (SW, SM, SC)
Arena fina, arena media a fina limosa o
arcillosa (SP, SM, SC)
Arcilla inorgánica homogénea, arcilla
arenosa o limosa (CL, CH)
Limo inorgánico, limo arenoso o
arcilloso, limo-arcilla-arena fina
estratificados (ML, MH)
Muy rígida a dura
10-35
Sección 10 - Fundaciones (SI)
ESPECIFICACIONES
COMENTARIO
10.6.2.3.2
C10.6.2.3.2
Procedimientos Semiempíricos para
Determinar la Presión de Contacto
La presión de contacto de la roca se puede determinar
usando una correlación empírica con el RQD o el Sistema
de Clasificación Geomecánico de las Masas de Roca,
RMR, o bien el Sistema de Clasificación de las Masas
Rocosas del Instituto Geotécnico Noruego, NGI. Al utilizar
estos procedimientos semiempíricos se deberá tomar en
cuenta la experiencia local.
Si el valor de la presión de contacto admisible
recomendado es mayor ya sea que la resistencia a la
compresión no confinada de la roca o que la tensión
admisible del hormigón, la presión de contacto admisible
se deberá tomar como el menor valor entre la resistencia
a la compresión no confinada de la roca y la tensión
admisible del hormigón. La tensión admisible del
hormigón se puede tomar como 0,3f'c,
La correlación empírica indicada en la Tabla C1 se
puede utilizar para estimar la presión de contacto
admisible para las zapatas en roca competente (Peck et
al., 1974). El valor del RQD de la Tabla C1 se debe tomar
como el RQD promedio de la roca en una profundidad B
debajo de la base de la zapata.
Tabla C10.6.2.3.2-1 - Presiones de Contacto Admisibles
de las Rocas - Estado Límite de Servicio (de acuerdo con
Peck et al., 1974)
10.6.3
RQD
Presión de Contacto Admisible
(MPa)
100
90
75
50
25
0
28,7
19,2
11,5
6,23
2,87
0,96
Resistencia en el Estado Límite de
Resistencia
10.6.3.1 CAPACIDAD DE CARGA DE LOS SUELOS
DEBAJO DE LAS ZAPATAS
C10.6.3.1.1
10.6.3.1.1
Requisitos Generales
La capacidad de carga se deberá determinar en base
a la altura más elevada que se anticipa alcanzará el nivel
freático en la ubicación de la zapata.
La capacidad de carga mayorada, qR, en el estado
límite de resistencia se deberá tomar como:
qR = φ qn = φ qult
(10.6.3.1.1-1)
donde:
φ
= factor de resistencia especificado en el Artículo
La posición de la napa freática puede afectar
significativamente la capacidad de carga de los suelos,
ya que afecta la resistencia al corte y la densidad de los
suelos de fundación. En general, cuando un suelo está
sumergido disminuye la resistencia efectiva al corte si se
trata de materiales no cohesivos (o granulares), y
además disminuye la resistencia a largo plazo (condición
drenada) si se trata de suelos arcillosos. Por otra parte,
las densidades de los suelos sumergidos son
aproximadamente iguales a la mitad de las densidades
correspondientes a los mismos suelos bajo condiciones
secas. Por lo tanto, cuando un suelo se sumerge puede
ocurrir una significativa reducción de la capacidad de
10-36
Sección 10 - Fundaciones (SI)
ESPECIFICACIONES
COMENTARIO
10.5.5
qn = qult = capacidad de carga en apoyo nominal (MPa)
Cuando las cargas son excéntricas, en todas las
ecuaciones, tablas y figuras referentes a la capacidad de
carga en lugar de las dimensiones globales L y B se
deberán utilizar las dimensiones efectivas de la zapata L'
y B' como se especifica en el Artículo 10.6.3.1.5
10.6.3.1.2
carga, y es fundamental analizar la capacidad de carga
usando la hipótesis de la altura más elevada que se
anticipa alcanzará el nivel freático durante la vida de
servicio de la estructura.
La confiabilidad de las estimaciones de la capacidad
de carga depende en gran medida de la precisión con la
cual se determinan los parámetros del suelo tales como
la resistencia al corte no drenada o el ángulo de fricción
interna. En consecuencia, los valores de los factores de
resistencia varían dependiendo del método mediante el
cual se determina la resistencia del suelo, tal como se
indica en la Tabla 10.5.5-1.
Estimación Teórica
10.6.3.1.2a Requisitos Generales
C10.6.3.1.2a
La capacidad de carga nominal se deberá estimar en
base a los parámetros del suelo utilizando teorías
reconocidas de la mecánica de suelos. Los parámetros
del suelo usados en los análisis deberán ser
representativos de la resistencia al corte del suelo bajo
las condiciones subsuperficiales y de carga consideradas.
La capacidad de carga nominal de las zapatas en
suelos no cohesivos se deberá evaluar empleando
análisis de tensiones efectivas y parámetros de
resistencia correspondientes al suelo en condición
drenada.
La capacidad de carga nominal de las zapatas en
suelos cohesivos se deberá evaluar empleando análisis
de tensiones totales y parámetros de resistencia
correspondientes al suelo en condición no drenada. En
aquellos casos en los cuales los suelos cohesivos
pudieran ablandarse y perder resistencia en función del
tiempo, la capacidad de carga de los suelos también se
deberá evaluar para las condiciones de carga permanente
usando análisis de tensiones efectivas y parámetros de
resistencia correspondientes al suelo en condición
drenada.
Para las zapatas en suelos compactados, la capacidad
de carga nominal se deberá evaluar utilizando análisis de
tensiones totales o efectivas, cualquiera que sea el que
resulte más crítico.
Cuando sea necesario estimar la capacidad de carga
nominal de suelos cohesivos (tales como las arcillas) y de
suelos compactados mediante análisis de tensiones
efectivas se deberá aplicar la Ecuación 10.6.3.1.2c-1.
Si es posible que ocurra una falla por corte localizado
o punzonamiento, la capacidad de carga nominal se
podrá estimar usando los parámetros de resistencia al
corte reducidos c* y φ* en las Ecuaciones 10.6.3.1.2b-1 y
10.6.3.1.2c-1. Los parámetros de corte reducidos se
pueden adoptar como:
En la Figura C1 se ilustran los tres modos de falla por
corte
(corte
generalizado,
corte
localizado
y
punzonamiento).
c* = 0,67c
B
Zapata
a.) Corte generalizado
Asentamiento
Carga
B
Zapata
b.) Corte localizado
Asentamiento
Carga
B
Zapata
Carga
Asentamiento
c.) Punzonamiento
Ensayo
a mayor
profundidad
Ensayo en
superficie
Figura C10.6.3.1.2a-1 - Modos de falla relacionados con
la capacidad de carga para zapatas en suelo, Vesic
(1963)
(10.6.3.1.2a-1)
10-37
Sección 10 - Fundaciones (SI)
ESPECIFICACIONES
φ* = tan-1 (0,67 tan φ)
COMENTARIO
(10.6.3.1.2a-2)
donde:
c*
=
cohesión del suelo correspondiente a la tensión
efectiva reducida para corte por punzonamiento
(MPa)
φ*
=
ángulo
de
fricción
interna
del
suelo
correspondiente a la tensión efectiva reducida
para corte por punzonamiento (DEG)
Si el perfil del suelo contiene un segundo estrato de
suelo cuyas propiedades diferentes afectan la resistencia
al corte a una distancia debajo de la zapata menor que
HCRIT, la capacidad de carga del sistema de suelos se
deberá determinar usando los requisitos para sistemas de
suelos de dos capas indicados en el presente documento.
La distancia HCRIT se puede tomar como:
HCRIT
⎛q ⎞
3B In ⎜ 1 ⎟
⎝ q2 ⎠
=
⎡ B⎤
2 ⎢1 + ⎥
⎣ L⎦
(10.6.3.1.2a-3)
q1
=
capacidad de carga última de una zapata
apoyada en el estrato superior de un sistema de
dos capas, suponiendo que el estrato superior
es infinitamente grueso (MPa)
q2
=
capacidad de carga última de una zapata ficticia
que tiene el mismo tamaño y geometría que la
zapata real pero que está apoyada en la
superficie del segundo estrato (estrato inferior)
de un sistema de dos capas (MPa)
B
=
ancho de la zapata (mm)
L
=
longitud de la zapata (mm)
Las fallas por corte generalizado se caracterizan por
una superficie de falla bien definida que se extiende
hasta la superficie del terreno y son acompañadas por
una rotación e inclinación súbita de la zapata y el
abultamiento del suelo a ambos lados de la zapata. Las
fallas por corte generalizado se producen en suelos
relativamente incompresibles y en arcillas normalmente
consolidadas saturadas cuando están cargadas en
condición no drenada. Las fallas por corte localizado se
caracterizan por una superficie de falla similar a las
correspondientes a las fallas por corte generalizado pero
que no se prolonga hasta la superficie del terreno sino
que termina en algún punto del suelo debajo de la
zapata. Las fallas por corte localizado son acompañadas
por la compresión vertical del suelo debajo de la zapata y
el abultamiento visible del suelo adyacente a la zapata,
pero no por la rotación o inclinación súbita de la zapata.
La falla por corte localizado es una condición de
transición entre la falla por corte generalizado y la falla
por punzonamiento. Las fallas por punzonamiento se
caracterizan por la presencia de corte vertical alrededor
del perímetro de la zapata y son acompañadas por un
movimiento vertical de la zapata y la compresión del
suelo inmediatamente debajo de la zapata, pero no
afectan el suelo fuera del área cargada. Las fallas por
punzonamiento
ocurren
en
suelos
sueltos
o
compresibles, en suelos débiles bajo condiciones de
carga lenta (drenada) y en arenas densas en el caso de
zapatas profundas solicitadas por cargas elevadas.
El modo de falla para cada zapata en particular
depende fundamentalmente de la compresibilidad del
suelo y de la profundidad de la zapata. En la Figura C2
se ilustra la relación entre la profundidad de una zapata,
el modo de falla y la densidad relativa para el caso de
zapatas en arena.
Siempre que sea posible se deben evitar las zapatas
con bases inclinadas. Cuando no se pueda evitar el uso
de una zapata con base inclinada, la capacidad de carga
nominal determinada de acuerdo con los requisitos de la
presente se deberán reducir adicionalmente utilizando las
correcciones para zapatas con base inclinada disponibles
en la literatura.
10-38
Sección 10 - Fundaciones (SI)
COMENTARIO
Densidad relativa de la arena, Dr
0,2
0,2
0
Profundidad relativa de la zapata, D f /B*
ESPECIFICACIONES
0,6
Q
Df
B
3
1,0
Corte
Generalizado
1
2
0,8
L
Corte
Localizado
Punzonamiento
4
5
B*= B para zapatas cuadradas o circulares
B*= BL/2(B+L) para zapatas rectangulares
Figura C10.6.3.1.2a-2 - Modos de falla relacionados con
la capacidad de carga - Zapatas en arena
Se han realizado algunos esfuerzos intentando
modificar la ecuación general para la capacidad de carga
de manera que considere la compresibilidad del suelo
mediante factores de rigidez determinados en base a un
índice de rigidez. El índice de rigidez es un parámetro
que relaciona el módulo de corte del suelo con la
resistencia y la tensión vertical y que se puede utilizar
para predecir el modo de falla. Sin embargo, las
investigaciones realizadas por Ismael y Vesic' (1981)
indican que esta técnica es excesivamente conservadora
para las zapatas profundas, y que el enfoque de Terzaghi
consistente a utilizar parámetros reducidos para la
resistencia al corte es bastante precisa o ligeramente
conservadora.
La capacidad de carga de las zapatas en suelo se
debería evaluar utilizando para la resistencia al corte del
suelo parámetros representativos de la resistencia al
corte del suelo bajo las condiciones de carga que se
están analizando. La capacidad de carga de las zapatas
apoyadas en suelos granulares se debería evaluar tanto
para condiciones de carga permanente como para
condiciones de sobrecargas de corta duración utilizando
métodos de análisis en base a tensiones efectivas y los
parámetros de resistencia al corte correspondientes al
suelo drenado. La capacidad de carga de las zapatas
apoyadas en suelos cohesivos se debería evaluar para
10-39
Sección 10 - Fundaciones (SI)
ESPECIFICACIONES
COMENTARIO
condiciones de sobrecargas de corta duración utilizando
métodos de análisis en base a tensiones totales y los
parámetros de resistencia al corte correspondientes al
suelo no drenado. Además, la capacidad de carga de las
zapatas apoyadas en suelos cohesivos, los cuales
podrían ablandarse y perder resistencia con el paso del
tiempo, se debería evaluar para condiciones de carga
permanente utilizando métodos de análisis en base a
tensiones efectivas y los parámetros de resistencia al
corte correspondientes al suelo drenado.
10.6.3.1.2b Arcillas Saturadas
C10.6.3.1.2b
La capacidad de carga nominal de un estrato de arcilla
saturada, en MPa, determinada a partir de la resistencia
al corte no drenada, se puede tomar como:
qult = cNcm + gγDf Nqm × 10 −9
(10.6.3.1.2b-1)
donde:
c = Su = resistencia al corte no drenada (MPa)
Ncm, Nqm = factores de capacidad de carga modificados
que dependen de la geometría de la zapata, la
profundidad embebida, la compresibilidad del
suelo y la inclinación de las cargas
(adimensionales)
γ
=
densidad total (húmeda) de la arcilla (kg/m3)
Df
=
profundidad de empotramiento
hasta el fondo de la zapata (mm)
considerada
Los factores de capacidad de carga, Ncm y Nqm, se
pueden tomar como:
• Para Df / B ≤ 2,5 ; B / L ≤ 1 y H / V ≤ 0,4
Ncm = Nc ⎡⎣1 + 0,2 (Df / B ) ⎤⎦ ⎡⎣1 + 0,2 (B / L ) ⎤⎦
⎡⎣1 − 1,3 (H / V ) ⎤⎦
(10.6.3.1.2b-2)
• Para Df / B > 2,5 y H / V ≤ 0,4
Ncm =
Nc ⎡⎣1 + 0,2 (B / L ) ⎤⎦ ⎡⎣1 − 1,3 (H / V ) ⎤⎦
Nc =
5,0 para utilizar en la Ecuación 2 en suelo
relativamente plano
7,5 para utilizar en la Ecuación 3 en suelo
relativamente plano
Ncq de la Figura 1 para zapatas sobre terreno
inclinado o adyacentes a terreno inclinado
=
=
(10.6.3.1.2b-3)
10-40
Sección 10 - Fundaciones (SI)
ESPECIFICACIONES
Nqm =
=
COMENTARIO
1,0 para arcilla saturada y terreno relativamente
plano
0,0 para zapatas sobre terreno inclinado o
adyacentes a terreno inclinado
En la Figura 1 el número de estabilidad, Ns, se deberá
tomar como:
• Para B < Hs
Ns = 0
(10.6.3.1.2b-4)
• Para B ≥ Hs
Ns = [ gγHs / c ] × 10 −9
(10.6.3.1.2b-5)
donde:
B = ancho de la zapata (mm)
L = longitud de la zapata (mm)
H = carga horizontal no mayorada (N)
Hs = altura de la masa de terreno inclinado (mm)
V = carga vertical no mayorada (N)
10-41
Sección 10 - Fundaciones (SI)
ESPECIFICACIONES
COMENTARIO
Hs
Factor de capacidad de carga Ncq
0
Df i
B
Bowles (1988) presenta un enfoque numérico racional
para determinar un factor de capacidad de carga
modificado, Ncq, para zapatas sobre o cerca de una
pendiente.
Prof./Ancho de la zapata
Df / B = 0
Df / B = 1
6
Factor de estabil.
del talud Ns
0
4
0
1
2
3
2
4
5
5,53
20º
40º
60º
80º
Inclinación de la pendiente i
0
8
Prof./Ancho de la zapata
Df / B = 0
Df / B = 1
Pendiente i
0º
7
Ns= 0
b
Df
Hs
B
i
Factor de capacidad de carga Ncq
30º
60º
6
90º
5
0º
30º
4 60º
90º
0º
3
Factor de estabil.
del talud Ns
0
30º
2
60º
90º
2
0º
4
60º
1 30º
90º
5,53
4
5
0
1
2
3
6
Distancia desde la zapata hasta el borde del talud
b/B (para Ns = 0) o b/H (para N s> 0)
Figura 10.6.3.1.2b-1 - Factores de capacidad de carga
modificados para zapatas en suelos cohesivos y sobre o
adyacentes a terreno inclinado (Meyerhof, 1957)
Cuando una zapata apoyada en un sistema formado
por dos estratos de suelo cohesivo está sujeta a una
condición de carga no drenada, la capacidad de carga
nominal puede ser determinada usando la Ecuación 1 con
las siguientes interpretaciones:
c1
=
Ncm =
Vesic' (1970) desarrolló una solución rigurosa para el
factor de capacidad de carga modificado, Nm, para el
caso de un estrato de arcilla blanda sobre un estrato de
arcilla dura. Esta solución está dada por la siguiente
expresión:
resistencia al corte no drenada del estrato de
suelo superior como se ilustra en la Figura 2
(MPa)
Nm, un factor de capacidad de carga como se
especifica a continuación (adimensional)
Nm =
donde:
10-42
(
)
− 1)(N
k Nc* Nc* + βm − 1 A
(
B C − k N + βm
*
c
*
c
)
+1
(C10.6.3.1.2b-1)
Sección 10 - Fundaciones (SI)
ESPECIFICACIONES
Nqm =
COMENTARIO
1,0 (adimensional)
Cuando el estrato de apoyo yace sobre un suelo
cohesivo más rígido Nm se puede tomar como se
especifica en la Figura 3.
Cuando el estrato de apoyo yace sobre un suelo
cohesivo más blando Nm se puede tomar como:
⎛ 1
⎞
Nm = ⎜
+ k sc Nc ⎟ ≤ sc Nc
β
⎝ m
⎠
(10.6.3.1.2b-6)
c1
c2
=
=
B
4H
(C10.6.3.1.2b-5)
Nc * = 6,17
resistencia al corte del estrato de suelo superior
(MPa)
resistencia al corte del estrato de suelo inferior
(MPa)
sc =
1,0 para zapatas continuas
B ⎛ Nqm ⎞
⎜
⎟ para zapatas rectangulares con
L ⎝ Nc ⎠
L < 5B
(C10.6.3.1.2b-4)
• Para zapatas circulares o cuadradas:
c2/c1
1+
)
• Para zapatas corridas:
distancia desde el fondo de la zapata hasta la
parte superior del segundo estrato de suelo
(mm)
(10.6.3.1.2b-8)
donde:
=
factor de capacidad de carga determinado de
acuerdo con la presente (adimensional)
Nqm =
factor de capacidad de carga determinado de
acuerdo con la presente
Nc
(C10.6.3.1.2b-3)
(
(10.6.3.1.2b-7)
Hs2 =
=
B = ⎡⎣k ( k + 1) Nc* + k + βm − 1⎤⎦
βm =
BL
βm =
2 (B + L ) Hs2
=
(C10.6.3.1.2b-2)
C = ⎡⎣ Nc* + βm Nc* + βm − 1⎤⎦
donde:
k
A = ⎡⎣( k + 1) Nc*2 + (1 + k βm ) Nc* − 1⎤⎦
Cuando un sistema formado por dos estratos de suelo
cohesivo está sujeto a una condición de carga drenada, la
capacidad de carga nominal se deberá determinar usando
la Ecuación 10.6.3.1.2c-4.
10-43
βm =
B
2H
(C10.6.3.1.2b-6)
Nc * = 5,14
βm se conoce como el índice de punzonamiento.
Sección 10 - Fundaciones (SI)
ESPECIFICACIONES
COMENTARIO
B
Estrato blando c1, φ1
H
Estrato rígido c2, φ 2
(a)
B
Estrato rígido c1, φ1
H
Estrato blando c2,φ2
(b)
Figura 10.6.3.1.2b-2 - Perfiles de suelos con dos estratos
10-44
Sección 10 - Fundaciones (SI)
COMENTARIO
qult
15
14
13
12
11
10
9
H
B
q
c1
φ1= 0
c2
φ2= 0
20
B/H
10
10
7
4
6
9
8
8
7
6
6
4
2
1
15
14
13
12
11
10
20
8
5
L/B > 5 (corrida)
L/B = 1 (cuadrada o circ.)
6 7
8 9 10
2 3 4 5
Relación de Resistencia no Drenada, C 2 / C1
5
8
Factor de Capacidad de Carga
Modificado, Nm
ESPECIFICACIONES
Figura 10.6.3.1.2b-3 - Factor de capacidad de carga
modificados para sistemas formados por dos estratos de
suelo cohesivo en los cuales hay un estrato de suelo más
blando sobre un estrato de suelo más rígido, EPRI (1983)
10.6.3.1.2c Suelos no Cohesivos
C10.6.3.1.2c
La capacidad de carga nominal de un estrato de suelo
no cohesivo, tal como las arenas o gravas, en MPa, se
puede tomar como:
Cuando la posición del nivel freático está a una
profundidad menor que 1,5 veces el ancho de la zapata
por debajo de la base de la zapata, la resistencia en
apoyo se ve afectada. En el diseño se debería utilizar el
nivel freático más alto anticipado.
qult = 0,5gγBC w1Nγm × 10 −9 + gγC w 2Df Nqm × 10 −9
(10.6.3.1.2c-1)
donde:
Df
=
profundidad de la zapata (mm)
γ
=
densidad total (densidad húmeda) de la arena o
grava (kg/m3)
B
=
ancho de la zapata (mm)
Cw1, Cw2 = coeficiente especificado en la Tabla 1 en
función de Dw (adimensional)
DW
=
Nγm =
profundidad hasta la superficie del agua,
considerada desde la superficie del terreno
(mm)
factor de capacidad
(adimensional)
de
carga
modificado
10-45
Sección 10 - Fundaciones (SI)
ESPECIFICACIONES
COMENTARIO
Tabla 10.6.3.1.2c-1 - Coeficientes Cw1 y Cw2 para
diferentes profundidades del nivel freático
Dw
0,0
Df
> 1,5B + Df
Cw1
0,5
0,5
1,0
Cw2
0,5
1,0
1,0
Para posiciones intermedias del nivel freático los
valores de Cw1 y Cw2 se pueden determinar interpolando
entre los valores especificados en la Tabla 1.
Los factores de capacidad de carga Nγm y Nqm se
pueden tomar como:
Nγm = Nγ sγ c γ iγ
(10.6.3.1.2c-2)
Nqm = Nq sqc qiq dq
(10.6.3.1.2c-3)
donde:
= factor de capacidad de carga como se especifica
en la Tabla 2 para zapatas sobre terreno
relativamente plano (adimensional)
Nγ
=
Nγq como se especifica en la Figura 1 para
zapatas sobre o próximas a terreno inclinado
(adimensional)
A modo de alternativa a los valores especificados en
la Tabla 2, Nγ y Nq se pueden tomar como:
φ ⎞
⎛
Nq = e π tanφf tan2 ⎜ 45 + f ⎟
2 ⎠
⎝
Nγ = 2 (Nq + 1) tanφ f
=
0,0 para zapatas sobre o próximas a terreno
inclinado (adimensional)
⎛B⎞
Sq = 1 + ⎜ ⎟ tanφ f
⎝L⎠
iq, iγ
dq
factores de compresibilidad del suelo especificados en las Tablas 5 y 6 (adimensionales)
⎛B⎞
Sγ = 1 − 0,4 ⎜ ⎟
⎝L⎠
Se deberá aplicar la siguiente interpretación:
• En las Tablas 5 y 6, q se deberá tomar como la tensión
efectiva vertical inicial a la profundidad de la zapata, es
decir, la tensión vertical en el fondo de la zapata antes
de la excavación, corregida para considerar la presión
del agua.
(C10.6.3.1.2c-4)
Los valores especificados en las Tablas 5 y 6, cq y cγ,
se pueden aproximar de manera razonable usando la
expresión de Vesic' (1969):
cγ = cq = e
( 3,07 sin φf ) ⎣⎡log10 ( 2 lr ) ⎦⎤
B⎞
⎛
⎜ −4,4 + 0,6 ⎟ tan φf +
L⎠
(1+ sin φf )
⎝
≤ 1,0
(C10.6.3.1.2c-5)
donde:
= factores de inclinación de la carga especificados
en las Tablas 7 y 8 (adimensionales)
= factor de profundidad especificado en la Tabla 9
(adimensional)
(C10.6.3.1.2c-3)
A modo de alternativa a los valores especificados en
la Tabla 4, sγ se puede tomar como:
Sq, Sγ = factores de forma especificados en las Tablas 3
y 4, respectivamente (adimensionales)
c q, c γ =
(C10.6.3.1.2c-2)
A modo de alternativa a los valores especificados en
la Tabla 3, sq se puede tomar como:
= factor de capacidad de carga como se especifica
en la Tabla 2 para terreno relativamente plano
(adimensional)
Nq
(C10.6.3.1.2c-1)
lr = 2Dr
pa
q
(C10.6.3.1.2c-6)
para lo cual:
Df
= densidad relativa en porcentaje
especifica en las Tablas 5 y 6
q
= presión efectiva debida a la sobrecarga de
suelo (MPa)
10-46
como
se
Sección 10 - Fundaciones (SI)
ESPECIFICACIONES
COMENTARIO
• En las Tablas 7 y 8, H y V se deberán tomar como las
cargas horizontales y verticales no mayoradas,
respectivamente.
• En la Tabla 9, los valores de dq se deberán considerar
aplicables si los suelos por encima del fondo de la
zapata son tan competentes como los suelos debajo de
la zapata. Si los suelos son más débiles, utilizar dq
=1,0.
pa
A modo de alternativa a los valores especificados en
la Tabla 7, los factores de inclinación iq e iγ se pueden
tomar como:
⎛ H⎞
iγ = ⎜ 1 − ⎟
V⎠
⎝
Tabla 10.6.3.1.2c-2 - Factores de capacidad de carga Nγ
y Nq para zapatas en suelos no cohesivos (Barker et al.,
1991)
Ángulo de
Fricción, (ϕ f )
(deg)
28
30
32
34
36
38
40
42
44
46
= presión atmosférica considerada como 0,101
MPa
⎛ H⎞
iq = ⎜ 1 − ⎟
V⎠
⎝
n
(C10.6.3.1.2c-7)
(n −1)
(C10.6.3.1.2c-8)
para lo cual:
Nγ
Nq
(adimensional) (adimensional)
17
15
22
18
30
23
41
29
58
38
78
49
110
64
155
85
225
115
330
160
n = 2,50 para zapatas cuadradas
= 2,67 para zapatas en las cuales L/B = 2
= 3,00 para zapatas en las cuales L/B ≥ 10
Se pueden obtener valores de n intermedios por
interpolación lineal.
A modo de alternativa a los valores especificados en
la Tabla 8, los factores de inclinación iq e iγ se pueden
tomar como:
⎛ H⎞
iγ = ⎜ 1 − ⎟
v⎠
⎝
⎛ H⎞
iq = ⎜ 1 − ⎟
v⎠
⎝
n
(C10.6.3.1.2c-9)
(n −1)
(C10.6.3.1.2c-10)
para lo cual:
n = 2,50 para zapatas cuadradas
= 2,33 para zapatas en las cuales L/B = 2
= 2,00 para zapatas en las cuales L/B ≥ 10
Se pueden obtener valores de n intermedios por
interpolación lineal.
A modo de alternativa a los valores especificados en
la Tabla 9, el factor de profundidad, dq, se puede tomar
como:
2
⎛D ⎞
dq = 1 + 2 tanφ (1 − sinφ ) tan−1 ⎜ f ⎟
⎝B⎠
10-47
(C10.6.3.1.2c-11)
Sección 10 - Fundaciones (SI)
ESPECIFICACIONES
COMENTARIO
Tabla 10.6.3.1.2c-3 - Factor de forma sq para zapatas en
suelo no cohesivo (Barker et al., 1991)
Ángulo de
Fricción,
(ϕf) (deg)
L/B = 1
28
1,53
1,27
1,11
1,05
30
32
1,58
1,62
1,29
1,31
1,11
1,12
1,06
1,06
34
1,67
1,34
1,13
1,07
36
38
1,73
1,78
1,36
1,39
1,14
1,16
1,07
1,08
40
1,84
1,42
1,17
1,08
42
44
1,90
1,96
1,45
1,48
1,18
1,19
1,09
1,10
46
2,03
1,52
1,21
1,10
Sq
(adimensional)
L/B = 2
L/B = 5
L/B = 10
Tabla 10.6.3.1.2c-4 - Factor de forma sγ para zapatas en
suelo no cohesivo (Barker et al., 1991)
Sy
L/B
(adimensional)
0,60
0,80
0,92
0,96
1
2
5
10
Tabla 10.6.3.1.2c-5 - Factores de compresibilidad del suelo cγ y cq
para zapatas cuadradas en suelo no cohesivo (Barker et al., 1991)
Densidad
relativa,
Dr (%)
Ángulo de
fricción,
(ϕf) (deg)
q = 0,024
MPa
20
30
40
50
60
70
80
100
28
32
35
37
40
42
45
50
1,00
1,00
1,00
1,00
1,00
0,96
0,79
0,52
cγ = cq
(adimensional)
q = 0,048
q = 0,096
MPa
MPa
1,00
1,00
0,97
0,96
0,86
0,80
0,66
0,42
0,92
0,85
0,82
0,81
0,72
0,66
0,54
0,35
10-48
q = 0,192
MPa
0,89
0,77
0.75
0,73
0,65
0,60
0,48
0,31
Sección 10 - Fundaciones (SI)
ESPECIFICACIONES
COMENTARIO
Tabla 10.6.3.1.2c-6 - Factores de compresibilidad del suelo cγ y cq
para zapatas corridas en suelo no cohesivo (Barker et al., 1991)
Densidad
relativa,
Dr (%)
Ángulo de
fricción,
(ϕf) (deg)
q = 0,024
MPa
20
30
40
50
60
70
80
100
28
32
35
37
40
42
45
50
0,85
0,80
0,76
0,73
0,62
0,56
0,44
0,25
cγ = cq
(adimensional)
q = 0,048
q = 0,096
MPa
MPa
0,75
0,68
0,64
0,61
0,52
0,47
0,36
0,21
q = 0,192
MPa
0,65
0,58
0,54
0,52
0,43
0,39
0,30
0,17
0,60
0,53
0,49
0,47
0,39
0,35
0,27
0,15
Tabla 10.,6.3.1.2c-7 - Factores de inclinación de la carga iγ e iq para cargas
inclinadas en la dirección del ancho de la zapata (Barker et al., 1991)
iγ
(adimensional)
H/V
0,0
0,10
0,15
0,20
0,25
0,30
0,35
0,40
0,45
0,50
0,55
0,60
0,65
0,70
Corrida
L/B = 2
1,00
0,73
0,61
0,51
0,42
0,34
0,27
0,22
0,17
0,13
0,09
0,06
0,04
0,03
1,00
0,76
0,65
0,55
0,46
0,39
0,32
0,26
0,20
0,16
0,12
0,09
0,06
0,04
iq
(adimensional)
Cuadrada Corrida
1,00
0,77
0,67
0,57
0,49
0,41
0,34
0,28
0,22
0,18
0,14
0,10
0,07
0,05
1,00
0,81
0,72
0,64
0,56
0,49
0,42
0,36
0,30
0,25
0,20
0,16
0,12
0,09
L/B = 2
Cuadrada
1,00
0,84
0,76
0,69
0,62
0,55
0,49
0,43
0,37
0,31
0,26
0,22
0,17
0,13
1,00
0,85
0,78
0,72
0,65
0,59
0,52
0,46
0,41
0,35
0,30
0,25
0,21
0,16
10-49
Sección 10 - Fundaciones (SI)
ESPECIFICACIONES
COMENTARIO
Tabla 10.,6.3.1.2c-8 - Factores de inclinación de la carga iγ e iq para cargas
inclinadas en la dirección del largo de la zapata (Barker et al., 1991)
iγ
(adimensional)
H/V
0,0
0,10
0,15
0,20
0,25
0,30
0,35
0,40
0,45
0,50
0,55
0,60
0,65
0,70
Corrida
L/B = 2
1,00
0,81
0,72
0,64
0,56
0,49
0,42
0,36
0,30
0,25
0,20
0,16
0,12
0,09
1,00
0,78
0,68
0,59
0,51
0,44
0,37
0,30
0,25
0,20
0,16
0,12
0,09
0,06
iq
(adimensional)
Cuadrada Corrida
1,00
0,77
0,67
0,57
0,49
0,41
0,34
0,28
0,22
0,18
0,14
0,10
0,07
0,05
1,00
0,90
0,85
0,80
0,75
0,70
0,65
0,60
0,55
0,50
0,45
0,40
0,35
0,30
L/B = 2
Cuadrada
1,00
0,87
0,81
0,74
0,68
0,62
0,56
0,51
0,45
0,40
0,34
0,29
0,25
0,20
1,00
0,85
0,78
0,72
0,65
0,59
0,52
0,46
0,41
0,35
0,30
0,25
0,21
0,16
Tabla 10.6.3.1.2c-9 - Factor de profundidad dq
para suelos no cohesivos (Barker et al., 1991)
Ángulo de
fricción, (ϕf)
32
37
42
Df/B
dq
(adimensional) (adimensional)
1
2
4
8
1
2
4
8
1
2
4
8
1,20
1,30
1,35
1,40
1,20
1,25
1,30
1,35
1,15
1,20
1,25
1,30
10-50
Sección 10 - Fundaciones (SI)
ESPECIFICACIONES
COMENTARIO
Cuando una zapata apoyada en un sistema formado
por dos estratos de suelo no cohesivo está sujeto a una
condición de carga drenada, la capacidad de carga
nominal se puede tomar como:
Si el estrato superior es un suelo no cohesivo y φ'
está comprendido entre 25º y 50º, la Ecuación 4 se
reduce a:
⎡
⎤
⎛ 1⎞
qult = ⎢ q2 + ⎜ ⎟ c1′ cot φ1′ ⎥ e
⎝K ⎠
⎣
⎦
⎡ ⎛ B ⎞⎤
⎛H⎞
2 ⎢1+ ⎜ ⎟ ⎥ K tan φ1′ ⎜ ⎟
⎝B⎠
⎣ ⎝ L ⎠⎦
qult = q2 e
⎛ 1⎞
− ⎜ ⎟ c1′ cot φ1′
⎝K ⎠
(10.6.3.1.2c-4)
⎡ ⎛ B ⎞⎤ H
0,67 ⎢1+ ⎜ ⎟ ⎥
⎣ ⎝ L ⎠⎦ B
(C10.6.3.1.2c-12)
en la cual:
K=
1 − sin2 φ1′
1 + sin2 φ1′
(10.6.3.1.2c-5)
donde:
c1
=
resistencia al corte no drenada del estrato de
suelo superior como se ilustra en la Figura 3
(MPa)
q2
= capacidad de carga última de una zapata ficticia
que tiene el mismo tamaño y geometría que la
zapata real pero que está apoyada sobre la
superficie del segundo estrato (estrato inferior)
de un sistema de dos capas (MPa)
φ'1
= ángulo de fricción interna para la tensión
efectiva del estrato de suelo superior (DEG)
Bowles (1988) presenta un enfoque numérico racional
para determinar el factor de capacidad de carga
modificado, Nγq, para zapatas sobre o próximas a una
pendiente.
10-51
Sección 10 - Fundaciones (SI)
ESPECIFICACIONES
COMENTARIO
600
Profundidad/Ancho
D f /B = 0
Df /B= 1
Profundidades intermedias:
interpolar linealmente
500
Hs
Factor de Capacidad de Carga N γq
400
Df i
B
Ángulo efectivo
de fricción interna φ'
300
45º
200
45º
40º
100
50
40º
30º
25
10
5
30º
1
0º
10º
20º
30º
40º
Inclinación del Talud, i
500
Profundidad/Ancho
D f /B = 0
Df /B= 1
Profundidades intermedias:
interpolar linealmente
400
b
Inclinación
del talud
0º
Hs
B
i
tq
Factor de Capacidad de Carga N γq
300
Df
50º
Ángulo efectivo
de fricción interna φ'
40º
200
20º
40º
0º
100
20º
0º
50
40º
30º
30º
40º
25
0º
30º
10
5
30º
1
0
4
5
1
2
3
Distancia de la fundación al borde del talud b/B
6
Figura 10.6.3.1.2c-1 - Factores de capacidad de carga
modificados para zapatas en suelos no cohesivos o sobre
o adyacentes a terreno inclinado (Meyerhof, 1957)
10.6.3.1.3
Procedimientos Semiempíricos
10.6.3.1.3a Requisitos Generales
La capacidad de carga nominal de los suelos de
fundación se puede estimar a partir de los resultados de
ensayos in situ o a partir de la resistencia observada en
suelos similares. Al utilizar un determinado ensayo in situ
e interpretar de los resultados de ensayo se deben tomar
en cuenta las experiencias locales. Se pueden utilizar los
siguientes ensayos in situ:
10-52
Sección 10 - Fundaciones (SI)
ESPECIFICACIONES
COMENTARIO
• Ensayos de penetración estándar (SPT),
• Ensayos de penetración de cono (CPT), y
• Ensayos presiométrico.
10.6.3.1.3b Usando Ensayos SPT
C10.6.3.1.3b
La capacidad de carga nominal en arena, en MPa,
determinada en base a los resultados de ensayos SPT se
puede tomar como:
Debido a lo difícil que resulta obtener muestras de
arena no alteradas, la mejor manera de estimar la
capacidad de carga nominal de las zapatas en arena
consiste en utilizar procedimientos semiempíricos. La
Ecuación 1 está modificada de acuerdo con Meyerhof
(1956).
Cuando la carga es inclinada se puede producir una
falla por resbalamiento de la zapata a lo largo de su base
o por corte generalizado del suelo subyacente. Cuando
hay una componente horizontal se reduce el tamaño de
las zonas teóricas que definen la superficie de
deslizamiento debajo de la zapata. No hay soluciones de
forma cerrada disponibles para este problema, pero
Vesic' (1975) desarrolló resultados en forma de
expresiones semiempíricas que permiten obtener los
factores de inclinación, los cuales se resumen en
Kulhawy et al. (1983).
Los factores de inclinación de la carga especificados
en las Tablas 1 y 2 fueron desarrollados para suelos no
cohesivos y resultan conservadores cuando se los aplica
a suelos cohesivos. Los factores incluyen un aumento de
la resistencia proporcionado por la resistencia al corte de
la sobrecarga de suelo. Si la sobrecarga de suelo
consiste en relleno suelto o un material más débil que el
estrato portante se debería despreciar la resistencia al
corte adicional proporcionada por la sobrecarga de suelo,
es decir, se deberían utilizar columnas correspondiente a
Df/B = 0.
Se utilizan cargas no mayoradas para conservar el
ángulo de inclinación de la resultante. Si se utilizan
cargas mayoradas la superficie de falla debajo de la
zapata podría ser diferente a la debida a las cargas
aplicadas, y en consecuencia el resultado puede volverse
excesivamente conservador.
D ⎞
⎛
qult = 3,2 × 10 −5 Ncorr B ⎜ C w1 + C w 2 f ⎟ Ri
B⎠
⎝
(10.6.3.1.3b-1)
donde:
Ncorr
= valor promedio del número de golpes corregido
del SPT dentro del rango de profundidad
comprendido entre la base de la zapata y 1,5B
debajo de la zapata (número de golpes/300)
B
= ancho de la zapata (mm)
Cw1,
Cw2
= factores de corrección que consideran el efecto
del agua subterránea, como se especifica en la
Tabla 10.6.3.1.2c-1 (adimensional)
Df
= profundidad embebida de la zapata considerada
hasta el fondo de la zapata (mm)
Ri
= factor de reducción que considera el efecto de la
inclinación de la carga, especificado en las
Tablas 1 y 2 (adimensional)
H
= carga horizontal no mayorada que se utiliza para
determinar la relación H/V en las Tablas 1 y 2
(N) o (N/mm)
V
=
carga vertical no mayorada que se utiliza para
determinar la relación H/V en las Tablas 1 y 2
(N) o (N/mm)
10-53
Sección 10 - Fundaciones (SI)
ESPECIFICACIONES
COMENTARIO
Tabla 10.6.3.1.3b-1 - Factor de inclinación de la carga, Ri,
para zapatas cuadradas
H/V
Factor de Inclinación de la Carga, Ri
Df /B = 0
Df /B = 1
Df /B = 5
0,0
1,00
1,00
1,00
0,10
0,75
0,80
0,85
0,15
0,65
0,75
0,80
0,20
0,55
0,65
0,70
0,25
0,50
0,55
0,65
0,30
0,40
0,50
0,55
0,35
0,35
0,45
0,50
0,40
0,30
0,35
0,45
0,45
0,25
0,30
0,40
0,50
0,20
0,25
0,30
0,55
0,15
0,20
0,25
0,60
0,10
0,15
0,20
10-54
Sección 10 - Fundaciones (SI)
ESPECIFICACIONES
COMENTARIO
Tabla 10.6.3.1.3b-2 - Factor de inclinación de la carga, Ri,
para zapatas rectangulares
Factor de inclinación de la carga, Ri
H/V
0,0
0,10
0,15
0,20
0,25
0,30
0,35
0,40
0,45
0,50
0,55
0,60
Carga inclinada en la dirección del ancho
Df /B = 0
Df /B = 1
Df /B = 5
1,00
0,70
0,60
0,50
0,40
0,35
0,30
0,25
0,20
0,15
0,10
0,05
1,00
0,75
0,65
0,60
0,50
0,40
0,35
0,30
0,25
0,20
0,15
0,10
1,00
0,80
0,70
0,65
0,55
0,50
0,40
0,35
0,30
0,25
0,20
0,15
Factor de inclinación de la carga, Ri
H/V
0,0
0,10
0,15
0,20
0,25
0,30
0,35
0,40
0,45
0,50
0,55
0,60
Carga inclinada en la dirección de la longitud
Df /B = 0
Df /B = 1
Df /B = 5
1,00
0,80
0,70
0,65
0,55
0,50
0,40
0,35
0,30
0,25
0,20
0,15
1,00
0,85
0,80
0,70
0,65
0,60
0,55
0,50
0,45
0,35
0,30
0,25
1,00
0,90
0,85
0,75
0,70
0,65
0,60
0,55
0,50
0,45
0,40
0,35
10.6.3.1.3c Usando Ensayos CPT
C10.6.3.1.3c
En base a resultados de ensayos CPT, la capacidad
de carga nominal, en MPa, de las zapatas en arenas o
gravas se puede tomar como:
La Ecuación 1 está modificada de acuerdo con
Meyerhof (1956).
D ⎞
⎛
qult = 8,2 × 10 −5 qc B ⎜ C w1 + C w 2 f ⎟ Ri
B⎠
⎝
(10.6.3.1.3c-1)
10-55
Sección 10 - Fundaciones (SI)
ESPECIFICACIONES
COMENTARIO
donde:
qc
=
B
= ancho de la zapata (mm)
Df
=
=
Ri
Cw1,
Cw2
resistencia promedio a la penetración del cono a
una profundidad B debajo del fondo de la zapata
(MPa)
profundidad embebida considerada hasta el
fondo de la zapata (mm)
factor de corrección que considera la inclinación
de la carga, según se especifica en las Tablas
10.6.3.1.3b-1 y 10.6.3.1.3b-2 (adimensional)
= factores de corrección que consideran el efecto
del agua subterránea, como se especifica en la
Tabla 10.6.3.1.2c-1 (adimensional)
10.6.3.1.3d Uso de Resultados de Ensayos
Presiométricos
C10.6.3.1.3d
La capacidad de carga nominal de los suelos de
fundación, en MPa, determinada en base a resultados de
ensayos presiométricos, se puede tomar como:
La Tabla 10.5.4-1 no especifica ningún factor de
resistencia aplicable cuando la resistencia de las zapatas
se determina mediante el método de los ensayos
presiométricos. Cuando se utiliza este método se debería
determinar un factor de resistencia como se indica en
Barker et al. (1991). Se prevé que en el futuro se
desarrollará un factor de resistencia para este método.
qult = ⎡⎣ro + k ( pL − po ) ⎤⎦ Ri
(10.6.3.1.3d-1)
donde:
ro
=
presión vertical total inicial en el nivel de
fundación (MPa)
k
=
coeficiente de capacidad de carga empírico de
la Figura 1 (adimensional)
pL
=
valor promedio de las presiones límite obtenidas
a partir de ensayos presiométricos realizados en
una profundidad comprendida entre 1,5B por
debajo y 1,5B por encima del nivel de fundación
(MPa)
po
=
presión horizontal total a la profundidad a la cual
se realiza en ensayo presiométrico (MPa)
Ri
=
factor de corrección que considera la inclinación
de la carga, según se especifica en las Tablas
10.6.3.1.3b-1 y 10.6.3.1.3b-2 (adimensional)
Si el valor de pL varía significativamente en la
profundidad comprendida entre 1,5B por encima y 1,5B
por debajo del nivel de fundación, el promedio se debería
determinar utilizando técnicas especiales.
Baguelin et al. (1978) han propuesto una técnica
especial para calcular promedios.
10-56
Sección 10 - Fundaciones (SI)
ESPECIFICACIONES
COMENTARIO
4
Coeficiente de capacidad, K
3
AS
CL
E
A
CL
4
SE
3
SE
CLA
E 1
CLAS
4
3
2
Zapatas
cuadradas
B/L = 1
2
Zapatas
corridas
B/L = 0
2
1
1
0,8
0
0
0,5
1,0
1,5
2,0
Factor de profundidad, Df / B
Tipo de
suelo
Arcilla
Arena y
Grava
Limo
Roca
Consistencia o densidad
Blanda a muy firme
Rígida
Suelta
Muy densa
Suelto a medianamente
denso
Denso
Muy baja resistencia
Baja resistencia
Resistencia media a
elevada
(pL- po)
(Mpa)
Clase
< 1,1
0,77-3,8
0,38-0,77
2,9-5,8
< 0,67
1
2
2
4
1
1,1-2,9
0,96-2,9
2,9-5,8
5,7-9,6+
2
2
3
4
Figura 10.6.3.1.3d-1 - Valores del coeficiente de capacidad empírico, k
(Canadian Geotechnical Society, 1985)
10-57
Sección 10 - Fundaciones (SI)
ESPECIFICACIONES
COMENTARIO
10.6.3.1.4
C10.6.3.1.4
Ensayos con Placa de Carga
La capacidad de carga nominal se puede determinar
mediante ensayos con placa de carga, listados en el
Artículo 10.4.3.2, siempre que se hayan realizados
estudios de suelos adecuados para determinar el perfil
del suelo debajo de la fundación.
La capacidad de carga nominal determinada a partir
de un ensayo de carga se puede extrapolar a zapatas
adyacentes si el perfil del suelo es similar.
La profundidad de la influencia de los ensayos de
carga es limitada y por lo tanto estos ensayos pueden no
revelar la consolidación a largo plazo de los suelos.
10.6.3.1.5
C10.6.3.1.5
Efecto de la Excentricidad de la Carga
Cuando las cargas son excéntricas respecto del
baricentro de la zapata, en el diseño geotécnico para
determinar el asentamiento o la resistencia en apoyo se
deberá utilizar un área efectiva reducida B' x L'
comprendida dentro de los límites físicos de la zapata. La
presión de contacto de diseño sobre el área efectiva se
deberá suponer uniforme. El área efectiva reducida
deberá ser concéntrica con la carga.
Las dimensiones reducidas para una zapata
rectangular cargada de forma excéntrica se pueden tomar
como:
B′ = B − 2eB
(10.6.3.1.5-1)
L′ = L − 2eL
(10.6.3.1.5-2)
La Figura C1 ilustra las dimensiones reducidas para
una zapata rectangular y una zapata circular.
L
L
2
ÁREA EFECTIVA
REDUCIDA
eB
B
B'
B
2
PUNTO DE APLICACIÓN
DE LA CARGA
eL
L'
donde:
eB
=
excentricidad paralela a la dimensión B (mm)
eL
=
excentricidad paralela a la dimensión L (mm)
ÁREA EFECTIVA REDUCIDA
Las zapatas sujetas a cargas excéntricas se deberán
diseñar de manera de asegurar que:
PUNTO DE APLICACIÓN
DE LA CARGA
• La capacidad de carga mayorada sea mayor o igual
que las solicitaciones debidas a las cargas mayoradas,
y
• Para las zapatas en suelos, la excentricidad de la
zapata, evaluada en base a las cargas mayoradas, sea
menor que 1/4 de la correspondiente dimensión de la
zapata, B o L.
Figura 10.6.3.1.5-1 - Dimensiones reducidas de una
zapata rectangular y una zapata circular
En el diseño estructural de una fundación cargada
excéntricamente se deberá utilizar una presión de
contacto de distribución triangular o trapezoidal basada
en las cargas mayoradas.
A los fines del diseño estructural, generalmente se
asume que la presión de contacto varía linealmente a lo
largo del fondo de la zapata. Esta hipótesis da por
resultado una presión de contacto de distribución
triangular o trapezoidal ligeramente conservadora.
10-58
Sección 10 - Fundaciones (SI)
ESPECIFICACIONES
COMENTARIO
Para las zapatas no rectangulares se deberían utilizar
procedimientos similares basados en los principios arriba
especificados.
Para las zapatas que no son rectangulares, como por
ejemplo para la zapata circular ilustrada en la Figura C1,
el área efectiva reducida siempre está cargada de forma
concéntrica y se puede estimar por aproximación y
utilizando el criterio profesional, asumiendo una zapata
rectangular reducida que tenga la misma área y
baricentro que la porción sombreada de la zapata circular
ilustrada en la Figura C1.
Se realizó un estudio paramétrico exhaustivo para
muros de sostenimiento en voladizo de diferentes alturas
y diferentes condiciones del suelo. Los anchos de la base
obtenidos usando los factores de carga del método LRFD
y excentricidades iguales a B/4 fueron comparables a los
obtenidos mediante el método ASD con excentricidades
iguales a B/6.
10.6.3.2
CAPACIDAD DE CARGA DE LAS ROCAS
10.6.3.2.1
Requisitos Generales
Los métodos utilizados para diseñar zapatas en roca
deberán considerar la presencia, orientación o condición
de las discontinuidades, perfiles de meteorización y otros
perfiles similares según sean aplicables a cada predio en
particular.
Para las zapatas en roca competente puede que sea
aplicable confiar en análisis simples y directos basados
en las resistencias a la compresión uniaxial de la roca y el
RQD. Roca competente se define como una masa de
roca con discontinuidades cuya abertura es menor o igual
que 3,2 mm. Para las zapatas en roca menos competente
se deberán realizar investigaciones y análisis más
detallados para tomar en cuenta los efectos de la
meteorización y la presencia y la condición de las
discontinuidades.
10.6.3.2.2
Procedimientos Semiempíricos
C10.6.3.2.2
La capacidad de carga nominal de la roca se puede
determinar utilizando una correlación empírica con el
Sistema de Clasificación Geomecánico de las Masas
Rocosas, RMR, o con el Sistema de Clasificación de las
Masas de Roca del Instituto Geotécnico Noruego, NGI. Al
utilizar estos procedimientos semiempíricos se deberán
considerar las experiencias locales.
La presión de contacto mayorada de la fundación no
se deberá adoptar mayor que la capacidad de carga
mayorada del hormigón de la zapata.
La capacidad de carga de una roca fisurada o
triturada se puede estimar utilizando el procedimiento
semiempírico desarrollado por Carter y Kulhawy (1988).
Este procedimiento se basa en la resistencia a la
compresión no confinada obtenida ensayando un testigo
de roca intacta. Dependiendo de la calidad de la masa de
roca medida en términos del sistema RMR o el NGI, la
capacidad de carga última de una masa de roca varía
entre una pequeña fracción y seis veces la resistencia a
la compresión no confinada de los testigos de roca
intacta.
10.6.3.2.3
C10.6.3.2.3
Método analítico
La capacidad de carga nominal de las fundaciones
sobre roca se deberá determinar utilizando principios
establecidos de la mecánica de rocas en base a los
Dependiendo de la separación relativa de las fisuras y
la estratificación de la roca, las fallas relacionadas con la
capacidad de carga de las fundaciones en roca pueden
10-59
Sección 10 - Fundaciones (SI)
ESPECIFICACIONES
COMENTARIO
parámetros de resistencia de la masa rocosa. También se
deberá considerar la influencia de las discontinuidades
sobre el modo de falla.
tomar diversas formas. Excepto para el caso de una
masa de roca con fisuras cerradas, los modos de falla
son diferentes a los modos de falla de los suelos. Se
pueden consultar procedimientos para estimar la
capacidad de carga para cada uno de los modos de falla
en Kulhawy y Goodman (1987), Goodman (1989) y
Sowers (1979).
10.6.3.2.4
Ensayo de Carga
Cuando resulte adecuado, se pueden realizar ensayos
de carga para determinar la capacidad de carga nominal
de las fundaciones en roca.
10.6.3.2.5
Limitaciones para la Excentricidad de las
Cargas
La excentricidad de las cargas, en base a las cargas
mayoradas, deberá ser menor o igual que tres octavos de
las correspondientes dimensiones de la zapata, B o L.
10.6.3.3
C10.6.3.3
FALLA POR RESBALAMIENTO
Se deberá investigar la falla por resbalamiento en el
caso de las zapatas que soportan cargas inclinadas y/o
están fundadas sobre una pendiente.
Para las fundaciones en suelos arcillosos se deberá
considerar la posible presencia de una luz de retracción
entre el suelo y la fundación. Si se incluye la resistencia
pasiva como parte de la resistencia al corte requerida
para resistir el resbalamiento, también se deberá
considerar la posible eliminación futura del suelo delante
de la fundación.
La resistencia mayorada contra la falla por
resbalamiento, en N, se puede tomar como:
QR = φQn = φT QT + φep + Qep
(10.6.3.3-1)
donde:
φT
= factor de resistencia para la resistencia al corte
entre el suelo y la fundación especificado en la
Tabla 10.5.5-1
QT
= resistencia nominal al corte entre el suelo y la
fundación (N)
φep
= factor de resistencia para la resistencia pasiva
especificado en la Tabla 10.5.5-1
Qep
= resistencia pasiva nominal del suelo disponible
durante la totalidad de la vida de diseño de la
estructura (N)
Si el suelo debajo de la zapata es no cohesivo:
Las fallas por resbalamiento ocurren cuando las
solicitaciones debidas a las cargas con componente
horizontal superan el valor más crítico entre la resistencia
al corte mayorada de los suelos o la resistencia al corte
mayorada en la interfaz entre el suelo y la fundación.
Para las zapatas en suelos no cohesivos, la
resistencia al resbalamiento depende de la rugosidad de
la interfaz entre la fundación y el suelo.
Las magnitudes del empuje activo del suelo y la
resistencia pasiva dependen del tipo de material de
relleno, del movimiento del muro y del esfuerzo de
compactación. Su magnitud se puede estimar utilizando
los procedimientos descriptos en las Secciones 3 y 11.
En la mayoría de los casos el movimiento de la
estructura y su fundación será pequeño. En
consecuencia, si en la resistencia se incluye la
resistencia pasiva, su magnitud habitualmente se toma
como 50 por ciento de la máxima resistencia pasiva,
como se indica en la Tabla 10.5.5-1.
QR, Qn y Qep se expresan en newtons. Para los
elementos diseñados en base a una longitud unitaria,
estos valores se expresarán en newtons por unidad de
longitud.
Cuando las zapatas son coladas in situ generalmente
las bases de las zapatas resultan rugosas. Las zapatas
10-60
Sección 10 - Fundaciones (SI)
ESPECIFICACIONES
COMENTARIO
QT = V tan δ
(10.6.3.3-2)
de hormigón prefabricado pueden tener bases no
rugosas.
para lo cual:
tan δ = tan φf para hormigón colado contra suelo
= 0,8 tan φf para zapatas de hormigón
prefabricado
donde:
φf
= ángulo de fricción interna del suelo (deg)
V
= esfuerzo vertical total (N)
Para zapatas apoyadas sobre arcilla, la resistencia al
resbalamiento se puede tomar como el menor valor entre:
• La cohesión de la arcilla, o
• Cuando las zapatas están apoyadas sobre al menos
150 mm de material granular compactado, un medio de
la tensión normal en la interfaz entre la zapata y el
suelo, como se ilustra en la Figura 1 para el caso de
muros de sostenimiento. En la Figura 1 se utiliza la
siguiente simbología:
qs
= resistencia al corte unitaria, igual a Su o 0,5σ'v,
cualquiera sea el valor que resulte menor
QT
= área debajo
sombreada)
Su
= resistencia al corte no drenada (MPa)
σ'v
= tensión vertical efectiva (MPa)
del
diagrama
de
qs
(área
Base del muro
QT
σ'v
qs
0,5 σ'
Su
Figura 10.6.3.3-1 - Procedimiento para estimar la
resistencia al resbalamiento de muros en arcilla
10-61
Sección 10 - Fundaciones (SI)
ESPECIFICACIONES
10.6.4
COMENTARIO
Diseño Estructural
El diseño estructural de las zapatas deberá satisfacer
los requisitos indicados en el Artículo 5.13.3.
10.7
PILOTES HINCADOS
10.7.1
Requisitos Generales
10.7.1.1 EMPLEO
Se debería considerar el uso de pilotes cuando no sea
posible fundar zapatas sobre roca, material cohesivo
rígido o material granular a un costo razonable. En las
ubicaciones donde las condiciones del suelo normalmente
permitirían utilizar zapatas pero en las cuales existe el
potencial de erosión, se pueden utilizar pilotes como una
medida de protección contra la socavación.
10.7.1.2 PENETRACIÓN DE LOS PILOTES
La penetración requerida para los pilotes se debería
determinar en base a la resistencia a las cargas verticales
y laterales y el desplazamiento tanto del pilote como de
los materiales subsuperficiales. En general, a menos que
se tope con un rechazo, la penetración de diseño de
cualquier pilote debería ser mayor o igual que 3000 mm
en suelo cohesivo duro o material granular denso, y
mayor o igual que 6000 mm en suelo cohesivo blando o
material granular suelto.
A menos que se tope con un rechazo, los pilotes para
caballetes deberán penetrar una distancia como mínimo
igual a un tercio de la longitud del pilote que no tiene
apoyo lateral.
Los pilotes utilizados para penetrar un estrato superior
blando o suelto que se encuentra sobre un estrato duro o
firme deberán penetrar el estrato firme una distancia
suficiente para limitar el movimiento de los pilotes y lograr
capacidades de carga suficientes.
10.7.1.3 RESISTENCIA
Los pilotes se deberán diseñar de manera que tengan
capacidades de carga y resistencias estructurales
adecuadas, asentamientos tolerables y desplazamientos
laterales tolerables.
La resistencia de los pilotes se debería determinar
mediante métodos de análisis estático en base a la
interacción con la estructura del suelo, ensayos de carga,
el uso un analizador durante el hincado de los pilotes u
otra técnica de medición de onda de tensión, con el
programa CAPWAP. La resistencia de los pilotes se
debería determinar mediante una adecuada combinación
de estudios de suelo, ensayos en laboratorio y/o in situ,
métodos analíticos, ensayos de carga y análisis del
10-62
Sección 10 - Fundaciones (SI)
ESPECIFICACIONES
COMENTARIO
historial de comportamientos anteriores. También se
deberán considerar los siguientes factores:
• La diferencia entre la resistencia de un pilote individual
y la de un grupo de pilotes;
• La capacidad de los estratos subyacentes para
soportar la carga del grupo de pilotes;
• Los efectos del hincado de los pilotes sobre las
estructuras adyacentes;
• La posibilidad de socavación y sus consecuencias; y
• La transmisión de esfuerzos del suelo al consolidarse,
como por la fricción negativa.
Los factores de resistencia que se aplican a las
capacidades de los pilotes obtenidas a partir de ensayos
de carga in situ o en base al analizador del hincado
deberán ser como se especifica en la Tabla 10.5.5-2.
C10.7.1.4
10.7.1.4 EFECTO DEL ASENTAMIENTO DEL
TERRENO Y CARGAS DE FRICCIÓN
NEGATVA
Se deberá considerar el posible desarrollo de fricción
negativa en los pilotes cuando:
• Los predios yacen sobre arcillas compresibles, limos o
turbas;
Cuando un depósito de suelo en el cual o a través del
cual se han instalado pilotes está sujeto a consolidación y
asentamiento en relación con los pilotes, en los pilotes se
inducen fuerzas de fricción negativa. Las cargas de
fricción negativa inducidas tienden a reducir la capacidad
utilizable de los pilotes.
• Recientemente se ha colocado relleno sobre la
superficie anterior; y
• El nivel freático se ha reducido considerablemente.
Las cargas de fricción negativa se deberán considerar
como una carga al investigar la capacidad de carga y el
asentamiento de las fundaciones con pilotes.
Como se explicó en la Sección 3.11.8, la fricción
negativa es una carga y la fricción superficial una
resistencia. Las cargas de fricción negativa no se
combinan con las cargas temporarias, ya que las cargas
temporarias provocan un movimiento hacia abajo del
pilote con respecto al suelo, ocasionando la reducción
temporaria o eliminación de las cargas de fricción
negativa.
La fricción negativa solamente está relacionada con la
capacidad de los pilotes en aquellos casos en los cuales
hay un pilote totalmente de punta en un suelo muy denso
o duro o en roca, donde la capacidad del pilote es
normalmente controlada por la resistencia estructural del
pilote y los asentamientos del pilote son despreciables.
En todos los demás casos de pilotes apoyados en suelos
compresibles, donde la capacidad del pilote es
controlada por la resistencia de punta y la adherencia o
fricción del fuste, la fricción negativa se puede considerar
10-63
Sección 10 - Fundaciones (SI)
ESPECIFICACIONES
COMENTARIO
Las cargas de fricción negativa se pueden determinar
como se especifica en el Artículo 10.7.3.3, invirtiendo la
dirección de los esfuerzos de fricción superficial. Al
evaluar la capacidad de carga en el estado límite de
resistencia, a la carga vertical permanente mayorada
aplicada a la fundación profunda se deberán sumar las
cargas de fricción negativa mayoradas.
Al evaluar el asentamiento en el estado límite de
servicio, a la carga permanente vertical aplicada a la
fundación profunda se deberán sumar las cargas de
fricción negativa.
como una cuestión relacionada con asentamiento.
Observaciones in situ de pilotes existentes
demuestran que la magnitud de la fricción negativa es
función de la tensión efectiva que actúa sobre el pilote y
se puede calcular de manera similar al cálculo de la
resistencia positiva del fuste. Las cargas de fricción
negativa se pueden estimar utilizando los métodos α o λ.
Sin embargo, se debe permitir una tolerancia para el
posible aumento de la resistencia al corte no drenada a
medida que se produce consolidación, ya que el aumento
de la resistencia al corte provocará cargas de fricción
negativa más elevadas. Un enfoque alternativo sería
utilizar el método β en aquellos casos en los cuales sea
necesario considerar las condiciones a largo plazo luego
de la consolidación.
Cuando se diseña para fricción negativa, las cargas
de fricción no se deben combinar con las cargas
temporarias. Por lo tanto, junto con las cargas de fricción
negativa sólo es necesario incluir las cargas
permanentes, siempre que las cargas temporarias sean
menores que las cargas de fricción negativa.
Las fuerzas de fricción negativa se pueden reducir
aplicando una delgada capa bituminosa sobre la
superficie del pilote.
Para determinar la longitud del pilote afectada por las
fuerzas de fricción negativa es necesario localizar el
denominado plano neutro. El plano neutro se define
como el plano en el cual el asentamiento del pilote y el
asentamiento del suelo son iguales, como se ilustra en la
Figura C1. Por encima del plano neutro el suelo carga al
fuste con fricción superficial negativa. Por debajo del
plano neutro el pilote deriva apoyo del suelo y en
consecuencia la carga total del pilote disminuye. En la
Figura C1 se ilustra la distribución de la carga y la
resistencia en el pilote, en base a las cargas no
mayoradas.
10-64
Sección 10 - Fundaciones (SI)
ESPECIFICACIONES
COMENTARIO
Distribuc. de la carga
y resistencia
Compresión
elástica del
pilote
PD
Cabeza
del pilote
Distribución del asentamiento
Carga
Asentam. Asentamiento
superficie del terreno
cabeza
Asentamiento
del pilote
Pilote
Pul + Psn
Suelo
Q pl+ Q s
Plano
neutro
Base
del pilote
(a)
Profundidad
Qp
Desplazamiento de
la base del pilote
(b)
Figura C10.7.1.4-1 – Representación esquemática de las
cargas, asentamiento y plano neutro de un pilote
En el estado límite de resistencia, el tema de los
factores de carga y factores de resistencia a aplicar a la
fricción negativa y la fricción superficial requieren del
juicio profesional. Consideremos la situación idealizada
ilustrada en la Figura C2. Inicialmente un pilote soporta
su proporción de las cargas totales de la fundación
indicadas en la Figura C2 como Pui. Por encima del plano
neutro, la carga del pilote continúa aumentando con la
profundidad debido a la fricción negativa, situación en la
cual la carga mayorada se suma a la carga mayorada
inicial del pilote, como lo indica el recorrido A-B en la
Figura C2. Por debajo del plano neutro, la fricción
superficial comienza a soportar el pilote, y el problema a
considerar es si la fricción superficial se mayora como
una resistencia en algún punto debajo del plano neutro o
si la fricción superficial se debería utilizar inicialmente
para contrarrestar la carga de fricción negativa
acumulada tanto como sea posible, en vista de la
situación particular. En la Figura 2(b) se ilustra una
interpretación razonable. A lo largo del recorrido B-C la
fricción superficial se considera contrarrestada por la
fricción negativa y, por lo tanto, se considera como una
carga mayorada. Dicho en otras palabras, la diferencia
neta entre la fricción negativa y la fricción superficial
continúa siendo aplicada al pilote como una carga
mayorada hasta que la fricción superficial acumulada
equilibra la fricción negativa acumulada. En el ejemplo
idealizado en la Figura C2, la fricción superficial es
suficiente para contrarrestar la totalidad de la fricción
negativa cuando el recorrido de la carga llega al punto C.
A lo largo del recorrido D-C la resistencia del pilote se
acumula hasta un total igual a la resistencia de punta
10-65
Sección 10 - Fundaciones (SI)
ESPECIFICACIONES
COMENTARIO
mayorada, más la resistencia mayorada debida a la
fricción superficial a lo largo del recorrido D-C.
Pul
Cargas
en el pilote
A
Zona de fricción
negativa
γqD
Pul
1
Plano neutro
B
Profundidad
qs
Zona
resistente
1
C
φqs
γqs
1
qpi
φ qpi D
Figura C10.7.1.4-2 – Representación esquemática de las
cargas mayoradas en pilotes con fricción negativa
10.7.1.5 SEPARACIÓN, LUCES LIBRES Y LONGITUD
EMBEBIDA DE LOS PILOTES
C10.7.1.5
Las separaciones entre los centros de los pilotes no
deberán ser menores que el mayor valor entre 750 mm o
2,5 veces el diámetro o el ancho de los pilotes. La
distancia entre el lateral de un pilote y el borde más
próximo del cabezal deberá ser mayor que 225 mm.
Las partes superiores de los pilotes se deberán
proyectar como mínimo 300 mm hacia el interior de los
cabezales una vez que se ha retirado todo el material
dañado de los pilotes. Si el pilote está unido al cabezal
mediante barras o cables embebidos, el pilote se debería
extender como mínimo 150 mm hacia el interior del
cabezal. Cuando hay una viga de hormigón armado
colado in situ que se utiliza como cabezal soportado por
pilotes, el recubrimiento de hormigón en los laterales de
los pilotes deberá ser mayor que 150 mm, más una
tolerancia para la falta de alineación admisible de los
pilotes, y los pilotes se deberán proyectar como mínimo
150 mm hacia el cabezal. Cuando la armadura de los
pilotes está anclada en un cabezal que satisface los
requisitos del Artículo 5.13.4.1, la proyección puede ser
menor que 150 mm.
No es la intención de este artículo exigir una
reducción de las separaciones estándares utilizadas por
un Propietario.
10.7.1.6 PILOTES INCLINADOS
C10.7.1.6
Se deben evitar los pilotes inclinados cuando se
anticipan cargas de fricción negativa y cuando la
estructura está ubicada en Zonas Sísmicas 3 y 4.
El asentamiento induce momentos flectores en los
fustes de los pilotes inclinados (Tomlinson, 1987).
El grado de inclinación dependerá del tipo de pilote y
10-66
Sección 10 - Fundaciones (SI)
ESPECIFICACIONES
COMENTARIO
Se pueden utilizar pilotes inclinados cuando la
resistencia lateral de los pilotes verticales no es adecuada
para contrarrestar los esfuerzos horizontales transmitidos
a la fundación o cuando es necesario aumentar la rigidez
de la estructura en su conjunto.
de la magnitud de las cargas laterales. Se pueden hincar
pilotes con ángulos de inclinación de hasta uno en
horizontal por dos en vertical (Tomlinson, 1987). La
mayor eficiencia se logra utilizando pilotes inclinados en
direcciones opuestas.
Tomlinson (1987) describe un procedimiento gráfico
sencillo para estimar los esfuerzos de compresión y
tracción en grupos de pilotes que contienen no más de
tres filas de pilotes. Se pueden utilizar procedimientos
elástico-lineales para resolver los esfuerzos en los pilotes
y los desplazamientos en los grupos de pilotes que se
pueden modelar en dos dimensiones (Hrennikoff, 1950).
Este procedimiento también ha sido adapatado para tres
dimensiones (Saul, 1968). O'Neill et al. (1977) y O'Neill y
Tsai (1984) presentan análisis de grupos de pilotes
tridimensionales que consideran la respuesta no lineal
del suelo y la interacción pilote-suelo-pilote.
10.7.1.7 NIVEL FREÁTICO Y FLOTABILIDAD
C10.7.1.7
La capacidad de carga se deberá determinar usando
el nivel freático consistente con el nivel utilizado para
calcular las solicitaciones debidas a las cargas. En el
diseño se deberá considerar el efecto de la presión
hidrostática.
A menos que el pilote esté apoyado sobre roca, la
resistencia de punta depende fundamentalmente de la
sobrecarga efectiva, la cual se ve afectada en forma
directa por el nivel freático. Para condiciones de carga
drenada, la tensión efectiva vertical, σ'v, está relacionada
con el nivel del agua subterránea y por lo tanto afecta la
capacidad del fuste.
10.7.1.8 PROTECCIÓN CONTRA EL DETERIORO
C10.7.1.8
Como mínimo, se deberán considerar los siguientes
tipos de deterioro:
Los valores de resistividad, pH, contenido de cloruros
y concentración de sulfatos han sido adaptados de los
indicados por Fang (1991) y Tomlinson (1987).
En algunos estados se utiliza un sistema de pintura a
base de carbón, alquitrán y epoxi como recubrimiento
protector, habiendo logrado buenos resultados.
Los criterios para determinar el potencial de deterioro
son ampliamente variables. Elias (1990) presenta un
conjunto de recomendaciones alternativas.
Para evaluar el potencial de corrosión se puede
utilizar un relevamiento in situ de la resistividad eléctrica
o ensayos de resistividad, junto con ensayos para
determinar el pH de muestras de suelo y agua
subterránea.
Se puede reducir el potencial de deterioro de los
pilotes de acero aplicando diferentes métodos,
incluyendo la aplicación de recubrimientos protectores,
camisas hormigón, protección catódica, empleo de
aleaciones de acero especiales o incremento del área de
acero. Los recubrimientos protectores deben ser
resistentes a la abrasión y para ellos deben existir
registros confiables de utilización en el ambiente
corrosivo identificado. Los recubrimientos protectores se
deben prolongar cierta distancia hacia el suelo no
corrosivo, ya que la porción inferior del recubrimiento es
• Corrosión de las fundaciones con pilotes de acero,
particularmente en suelos de relleno, suelos de bajo pH
y ambientes marinos;
• Ataque por sulfatos, cloruros y ácidos
fundaciones con pilotes de hormigón; y
de
las
• Descomposición de los pilotes de madera provocada
por los ciclos de humedecimiento y secado o por la
acción de insectos u organismos marinos.
Las siguientes condiciones se deberían considerar
indicadores de una situación de potencial deterioro o
corrosión de los pilotes:
• Resistividad menor que 100 ohm/mm;
• pH menor que 5,5;
• pH entre 5,5 y 8,5 en suelos con elevado contenido de
material orgánico;
10-67
Sección 10 - Fundaciones (SI)
ESPECIFICACIONES
COMENTARIO
• Concentraciones de sulfatos superiores a 1000 ppm;
más susceptible a las pérdidas por abrasión durante la
instalación de los pilotes.
También se puede utilizar una camisa de hormigón
que atraviese la zona corrosiva. La mezcla de hormigón
debe ser de baja permeabilidad y se debe colocar
correctamente. Los pilotes de acero protegidos mediante
camisas de hormigón deberían tener un recubrimiento
dieléctrico cerca de la base de la camisa de hormigón.
El uso de aleaciones de acero especiales con níquel,
cobre y potasio también se puede implementar para
lograr mayor resistencia contra la corrosión en zonas
costeras o en la zona de salpicadura de los pilotes
marítimos.
Para obtener resistencia contra la corrosión también
se puede utilizar un área de acero sacrificable. Esta
técnica consiste en sobredimensionar la sección de acero
de manera que la sección de acero, luego de la
corrosión, satisfaga los requisitos de capacidad
estructural.
El deterioro de los pilotes de hormigón se puede
reducir utilizando procedimientos de diseño adecuados.
Estos procedimientos incluyen el uso de hormigón denso
impermeable, cemento pórtland resistente a los sulfatos,
aumento del recubrimiento del acero, incorporación de
aire, mezcla de hormigón con contenido reducido de
cloruros, protección catódica y armadura con
recubrimiento epoxi. Los pilotes que están continuamente
sumergidos son menos susceptibles al deterioro. La
Sección 4.5.2 de la norma ACI 318 contiene un listado de
los tipos de cemento apropiados para diferentes tipos de
exposición a los sulfatos.
Para el hormigón pretensado, la norma ACI 318
recomienda un contenido máximo de iones cloruro
solubles en agua de 0,06 por ciento en masa de
cemento.
La protección catódica del acero de las armaduras y el
acero de pretensado se puede utilizar como un medio
para proteger al hormigón contra los efectos de la
corrosión. Este proceso induce un flujo eléctrico desde un
ánodo hacia un cátodo, y reduce la corrosión. Puede ser
necesario utilizar una fuente externa para generar
corriente continua. Sin embargo, la protección catódica
requiere que el acero sea eléctricamente continuo, lo cual
hace necesario interconectar todos los elementos. Esta
interconexión es costosa y generalmente excluye el uso
de protección catódica para los pilotes de hormigón.
En algunos casos se ha determinado que el uso de
recubrimientos epoxi en los pilotes puede ser útil para
resistir la corrosión. Es importante asegurar que el
recubrimiento sea continuo.
• Suelos de relleno y rellenos de cenizas;
• Suelos sujetos a drenajes mineros o industriales;
• Áreas con una mezcla de suelos de alta resistividad y
suelos de elevada alcalinidad y baja resistividad; y
• Presencia de insectos (pilotes de madera).
Las siguientes condiciones del agua se deberían
considerar indicadores de una situación de potencial
deterioro o corrosión de los pilotes:
• Contenido de cloruros superior a 500 ppm;
• Concentración de sulfatos superior a 500 ppm;
• Escurrimientos mineros o industriales;
• Elevado contenido de material orgánico;
• pH menor que 5,5;
• Presencia de organismos marinos; y
• Pilotes expuestos a ciclos de humedecimiento y
secado.
Si se sospecha la presencia de desechos químicos, se
deberá considerar la realización de un análisis químico
exhaustivo de muestras de suelo y agua subterránea.
10.7.1.9 LEVANTAMIENTO
C10.7.1.9
Las fundaciones con pilotes diseñadas para resistir
levantamiento se deberían verificar para determinar su
Las fuerzas de levantamiento pueden ser provocadas
por cargas laterales, efectos de la flotabilidad y suelos
10-68
Sección 10 - Fundaciones (SI)
ESPECIFICACIONES
COMENTARIO
resistencia al arrancamiento y la capacidad estructural de
los pilotes para soportar tensiones de tracción.
expansivos. La conexión del pilote al cabezal es parte de
su capacidad estructural para resistir el levantamiento y
por lo tanto también debería ser investigada.
10.7.1.10 LONGITUDES ESTIMADAS
En los planos se deberán indicar las longitudes
estimadas para los pilotes de cada subestructura, las
cuales se deberán basar en una cuidadosa evaluación de
la información disponible sobre el suelo, cálculos de
capacidad estática y lateral y/o experiencias anteriores.
10.7.1.11 ALTURA MÍNIMA Y ESTIMADA DE LA PUNTA
Los planos deberán indicar las alturas mínimas y
estimadas para la punta de los pilotes de cada
subestructura. Las alturas estimadas para las puntas de
los pilotes deberán reflejar la cota donde se puede
obtener la capacidad última requerida para el pilote. Las
alturas mínimas para la punta de los pilotes deberán
reflejar la penetración requerida para soportar las cargas
laterales del pilote, incluyendo, cuando corresponda, la
consideración de la socavación y/o la penetración de los
estratos de suelo superiores que resulten inadecuados.
10.7.1.12 PILOTES QUE ATRAVIESAN TERRAPLENES
CONSTRUIDOS DE RELLENO
Los pilotes que se han de hincar a través de un
terraplén deberán penetrar como mínimo 3000 mm en el
suelo original, a menos que a una penetración menor
ocurra rechazo o haya un estrato de apoyo competente.
El relleno usado para construir terraplenes deberá
consistir en un material seleccionado que no obstruya la
penetración de los pilotes hasta la profundidad requerida.
El tamaño máximo de cualquier partícula del relleno
deberá ser menor o igual que 150 mm. Cuando sea
necesario se deberá especificar la realización de una
perforación previa o de inicio en las ubicaciones donde
irán los pilotes, particularmente para el caso de pilotes de
desplazamiento.
10.7.1.13
PILOTES DE PRUEBA
Se deberán considerar pilotes de prueba para cada
subestructura a fin de determinar las características de
instalación de los pilotes, evaluar la capacidad de los
pilotes en función de su profundidad y establecer las
longitudes para poder realizar el pedido de los pilotes al
proveedor. Los pilotes se pueden ensayar mediante
ensayos de carga estática, ensayos de carga dinámica,
ensayos dinámicos, estudios de factibilidad del hincado, o
una combinación de estos ensayos, en base al
conocimiento de las condiciones del subsuelo. El número
de pilotes de prueba requerido puede ser mayor en el
10-69
Sección 10 - Fundaciones (SI)
ESPECIFICACIONES
caso de subsuelos de condiciones
no ser necesario utilizar pilotes
experiencia previa con el mismo
conoce la capacidad de carga
condiciones de subsuelo similares.
10.7.1.14
COMENTARIO
no uniformes. Puede
de prueba si existe
tipo de pilotes y se
de los pilotes en
ANÁLISIS POR ECUACIÓN DE ONDAS
La factibilidad de construir la fundación con pilotes
diseñada se debería evaluar utilizando un software de
ecuación de ondas. La ecuación de ondas se debería
emplear para confirmar que la sección de diseño del
pilote se puede instalar a la profundidad deseada y con la
capacidad última requerida así como dentro de los niveles
de carga de hincado admisibles especificados en el
Artículo 10.7.1.16 utilizando un sistema de hincado
adecuadamente dimensionado.
10.7.1.15
MONITOREO DINÁMICO
Para los pilotes instalados en condiciones de subsuelo
complicadas, tales como suelos con presencia de
obstrucciones y cantos rodados o lechos rocosos con
pendientes muy pronunciadas, se puede especificar un
monitoreo dinámico para verificar que se satisfaga la
capacidad estructural de los pilotes. También se puede
utilizar monitoreo dinámico para verificar la capacidad
geotécnica cuando la envergadura del proyecto y otras
limitaciones hagan impracticable la realización de
ensayos de carga estática.
10.7.1.16
MÁXIMAS TENSIONES DE HINCADO
ADMISIBLES
Las cargas de hincado se pueden estimar mediante
análisis de ecuación de ondas o monitoreo dinámico de la
fuerza y aceleración en la cabeza del pilote durante su
hincado.
Las máximas cargas de hincado para pilotes hincados
superiormente deberán ser menores o iguales que las
siguientes
resistencias
mayoradas,
siendo
la
nomenclatura y los factores de resistencia como se
especifica en las Secciones 5, 6 u 8, según corresponda.
• Pilotes de acero:
• Compresión:
•
0,90 φFy A g
Tracción:
0,90 φFy A n
• Pilotes de hormigón:
• Compresión:
0,85 φ f ′c A c
•
Tracción:
0,70 φFy A s
• Pilotes de hormigón pretensado:
10-70
Sección 10 - Fundaciones (SI)
ESPECIFICACIONES
•
Compresión:
•
Tracción - Ambientes
normales:
•
Tracción - Ambientes
fuertemente corrosivos:
• Pilotes de madera:
• Compresión:
• Tracción:
10.7.2
COMENTARIO
φ ( 0,85 f ′c − fpe ) A c
(
)
φ 0,25 f ′c − fpe A c
φ fpe A ps
φFco A
N/A
Movimiento y Capacidad de Carga en el
Estado Límite de Servicio
10.7.2.1 REQUISITOS GENERALES
A los fines del cálculo de los asentamientos de un
grupo de pilotes, se supondrá que las cargas actúan
sobre una zapata equivalente ubicada a dos tercios de la
profundidad embebida de los pilotes en el estrato que
proporciona apoyo como se ilustra en la Figura 1.
Para los pilotes en suelos no cohesivos, el
asentamiento de las fundaciones se deberá investigar
utilizando todas las cargas aplicables en la Combinación
de Cargas para el Estado Límite de Servicio I
especificadas en la Tabla 3.4.1-1. Para los pilotes en
suelo cohesivo, la Combinación de Cargas para el Estado
Límite de Servicio I también se deberá utilizar con todas
las cargas aplicables, excepto que se podrán omitir las
cargas temporarias.
Para evaluar el desplazamiento lateral de las
fundaciones se deberán utilizar todas las combinaciones
de cargas de los estados límites de servicio aplicables
especificadas en la Tabla 3.4.1-1.
10-71
Sección 10 - Fundaciones (SI)
ESPECIFICACIONES
Db
COMENTARIO
2Db
3
Zapata
equivalente
Db
3
1
2
(a)
Estrato blando
Db
2Db
3
Db
3
Estrato firme
1
2
Zapata
equivalente
(b)
Figura 10.7.2.1-1 - Ubicación de la zapata equivalente
(Duncan y Buchignani, 1976)
10.7.2.2 CRITERIO PARA EL DESPLAZAMIENTO
LATERAL
C10.7.2.2
Se aplicarán los requisitos del Artículo 10.6.2.2.
Los movimientos laterales de diseño deberán ser
menores o iguales que 38 mm.
10.7.2.3 ASENTAMIENTO
10.7.2.3.1
Requisitos Generales
El asentamiento de una fundación con pilotes no
deberá ser mayor que el asentamiento admisible,
seleccionado de acuerdo con el Artículo 10.6.2.2.
10.7.2.3.2
Suelo Cohesivo
Para estimar el asentamiento de un grupo de pilotes
10-72
Este criterio fue tomado de Moulton et al. (1985).
Sección 10 - Fundaciones (SI)
ESPECIFICACIONES
COMENTARIO
se deberán utilizar los procedimientos utilizados para las
fundaciones superficiales, usando la ubicación de la
zapata equivalente especificada en la Figura 10.7.2.1-1.
10.7.2.3.3
C10.7.2.3.3
Suelos no Cohesivos
El asentamiento de los grupos de pilotes en suelos no
cohesivos se puede estimar usando los resultados de
ensayos in situ y la ubicación de la zapata equivalente
especificada en la Figura 10.7.2.1-1.
El asentamiento de los grupos de pilotes en suelos no
cohesivos se puede tomar como:
Usando ensayos SPT: ρ =
360ql X
Ncorr
(10.7.2.3.3-1)
Usando ensayos CPT: ρ =
q Xl
2qc
(10.7.2.3.3-2)
Los requisitos se basan en el uso de las correlaciones
empíricas propuestas por Meyerhof (1976).
para lo cual:
I = 1 − 0,125
D′
≥ 0,5
X
⎡
⎛ 1,92 ⎞ ⎤
⎟⎥ N
Ncorr = ⎢0,77log10 ⎜
⎜ σ ′ ⎟⎥
⎢⎣
⎝ v ⎠⎦
(10.7.2.3.3-3)
(10.7.2.3.3-4)
donde:
q
=
presión neta de fundación aplicada a 2Db/3,
como se ilustra en la Figura 10.7.2.1-1; esta
presión es igual a la carga aplicada en la parte
superior del grupo dividida por el área de la
zapata equivalente y no incluye el peso de los
pilotes ni del suelo entre los pilotes (MPa)
X
= ancho o menor dimensión del grupo de pilotes
(mm)
ρ
= asentamiento del grupo de pilotes (mm)
l
= factor de influencia de profundidad embebida
efectiva del grupo de pilotes (adimensional)
D'
=
Db
= profundidad embebida de los pilotes en un
estrato que proporciona apoyo, como se
especifica en la Figura 10.7.2.1-1 (mm)
Ncorr
= promedio representativo del número de golpes
del SPT corregido para considerar la sobrecarga
de suelo en una profundidad X debajo de la
profundidad efectiva tomada como 2Db/3 (mm)
10-73
Sección 10 - Fundaciones (SI)
ESPECIFICACIONES
COMENTARIO
zapata equivalente (golpes/300 mm)
N
= número de golpes medidos del SPT en el área
donde se determina el asentamiento (golpes/300
mm)
σ'v
= tensión vertical efectiva (MPa)
qc
=
resistencia media a la penetración del cono
estático en una profundidad X debajo de la
zapata equivalente (MPa)
10.7.2.4 DESPLAZAMIENTO LATERAL
C10.7.2.4
El desplazamiento lateral de una fundación con pilotes
debe ser menor o igual que el desplazamiento lateral
admisible, seleccionado de acuerdo con la Sección
10.7.2.2.
El desplazamiento lateral de los grupos de pilotes se
deberá estimar usando procedimientos que consideren la
interacción suelo-estructura.
El desplazamiento lateral de los grupos de pilotes se
puede estimar utilizando los procedimientos descriptos
por Barker et al. (1991) y Reese (1984). El procedimiento
se desarrolló mediante un estudio paramétrico de un gran
número de grupos de pilotes utilizando las teorías
propuestas por Evans y Duncan (1982) y Focht y Koch
(1973).
10.7.2.5 VALORES PRESUNTOS PARA LA
RESISTENCIA DE PUNTA
Se aplicarán los requisitos del Artículo 10.6.3.2.
10.7.3
Resistencia en el Estado Límite de
Resistencia
10.7.3.1 REQUISITOS GENERALES
C10.7.3.1
Las resistencias que se deberán considerar incluyen:
Estos requisitos y los factores de resistencia
asociados se aplican a la resistencia geotécnica de los
pilotes. La resistencia estructural se debería basar en los
requisitos aplicables de las Secciones 5, 6 y 8.
• La capacidad de carga de los pilotes,
• La resistencia contra el levantamiento de los pilotes,
• El punzonamiento de los pilotes a través de suelo
resistente hacia un estrato más débil, y
• La resistencia estructural de los pilotes.
10.7.3.2 PILOTES CARGADOS AXIALMENTE
C10.7.3.2
Se deberá dar preferencia a los procedimientos de
diseño basados en análisis estáticos en combinación con
un monitoreo in situ durante el hincado o ensayos de
carga. Los resultados de los ensayos de carga se pueden
extrapolar a las subestructuras adyacentes para las
cuales las condiciones del subsuelo son similares. La
capacidad de carga de los pilotes se puede estimar
usando métodos analíticos o métodos basados en
ensayos in situ.
10-74
Sección 10 - Fundaciones (SI)
ESPECIFICACIONES
COMENTARIO
La capacidad de carga mayorada de los pilotes, QR, se
puede tomar como:
La capacidad de carga de un pilote en suelo se deriva
de la resistencia de punta y/o la resistencia lateral, es
decir, la fricción superficial. Tanto la resistencia de punta
como la resistencia friccional se desarrollan en respuesta
al desplazamiento de la fundación. Es poco probable que
los máximos valores de ambas resistencias ocurran para
el mismo desplazamiento. La resistencia friccional
típicamente se moviliza plenamente con desplazamientos
de aproximadamente 2,5 a 10 mm. Sin embargo, la
capacidad de punta se moviliza una vez que el pilote se
asienta aproximadamente el 8 por ciento de su diámetro
(Kulhawy, 1983).
El valor de φq depende del método utilizado para
estimar la capacidad de carga del pilote y puede ser
diferente para las resistencias de punta y friccional.
QR = φ Qn = φq Qult
(10.7.3.2-1)
o bien
QR = φ Qn = φqp Qp + φqs Qs
(10.7.3.2-2)
para lo cual:
Qp = qp A p
(10.7.3.2-3)
Qs = qs A s
(10.7.3.2-4)
donde:
φq
= factor de resistencia para la capacidad de carga
de un pilote individual especificado en el Artículo
10.5.5 para aquellos métodos que no diferencian
entre la resistencia total y la contribución
individual de la resistencia de punta y la
resistencia friccional
Qult
= capacidad de carga de un pilote individual (N)
Qp
= resistencia de punta del pilote (N)
Qs
= resistencia friccional del pilote (N)
qp
= resistencia de punta unitaria del pilote (MPa)
qs
=
As
= área superficial del fuste del pilote (mm2)
Ap
=
área de la punta del pilote (mm2)
φqp
=
factor de resistencia para la resistencia de punta
especificada en la Tabla 10.5.5-2 para aquellos
métodos que dividen la resistencia de un pilote
en una contribución de la resistencia de punta y
una contribución de la resistencia friccional
φqs
=
factor de resistencia para la resistencia friccional
especificada en la Tabla 10.5.5-2 para aquellos
métodos que dividen la resistencia de un pilote
en una contribución de la resistencia de punta y
una contribución de la resistencia friccional
resistencia friccional unitaria del pilote (MPa)
10.7.3.3 ESTIMACIONES SEMIEMPÍRICAS DE LA
RESISTENCIA DE LOS PILOTES
10.7.3.3.1
Requisitos Generales
10-75
Sección 10 - Fundaciones (SI)
ESPECIFICACIONES
COMENTARIO
Se pueden utilizar tanto métodos basados en
tensiones totales como en tensiones efectivas, siempre
que se encuentren disponibles los parámetros de
resistencia del suelo apropiados. Los factores de
resistencia para la resistencia friccional y para la
resistencia de punta, estimados utilizando métodos
semiempíricos deberán ser como se especifica en la
Tabla 10.5.5-2.
10.7.3.3.2
Resistencia Friccional
Se pueden utilizar uno o más de los tres
procedimientos especificados a continuación, según
corresponda.
10.7.3.3.2a Método α
C10.7.3.3.2a
El método α, basado en tensiones totales, se puede
utilizar para relacionar la adherencia entre el pilote y una
arcilla con la resistencia no drenada de la arcilla. La
fricción superficial nominal unitaria, en MPa, se puede
tomar como:
El método α es fácil de aplicar. Se utiliza desde hace
muchos años y permite obtener resultados razonables
tanto para pilotes de desplazamiento como para pilotes
que no son de desplazamiento en arcilla.
qs = αSu
(10.7.3.3.2a-1)
donde:
Su
= resistencia al corte no drenada promedio (MPa)
α
= factor
de
adherencia
(adimensional)
aplicado
a
Su
Se puede asumir que el factor de adherencia, α, varía
en función de la resistencia no drenada, Su, como se
ilustra en la Figura 1.
10-76
Factor de adherencia
Sección 10 - Fundaciones (SI)
1.00
Db menor que 10D
Db= 20D
0.75
0.50
D
0.25
0.00
Arenas o
grava arenosa
D b mayor
que 40D
0
0.05
0.1
0.15
Db Arcilla
rígida
0.2
Factor de adherencia
Resistencia al corte no drenada S u (MPa)
1.00
D b mayor que 20D
0.75
0.50
D b = 10D
Arcilla
blanda
D
0.25
0.00
0
0.05
0.1
0.15
Db Arcilla
rígida
0.2
Factor de adherencia
Resistencia al corte no drenada S u (MPa)
1.00
0.75
0.50
D
0.25
0.00
Arcilla
firme a
Db rígida
D b mayor
que 40D
Db= 10D
0
0.05
0.1
0.15
0.2
Resistencia al corte no drenada S u (MPa)
Figura 10.7.3.3.2a-1 - Curvas de diseño para determinar los factores de adherencia para pilotes hincados en suelos
arcillosos (Tomlison, 1987)
10.7.3.3.2b Método β
C20.7.3.3.2b
El método β, basado en tensiones efectivas, se puede
utilizar para predecir la fricción superficial de pilotes
prismáticos. La fricción superficial unitaria nominal, en
MPa, se puede relacionar con las tensiones efectivas del
suelo de la siguiente manera:
Se ha determinado que el método β funciona mejor
para pilotes en arcillas normalmente consolidadas y
ligeramente sobreconsolidadas. El método tiende a
sobrestimar la fricción superficial de los pilotes en suelos
fuertemente sobreconsolidados. Esrig y Kirby (1979)
sugirieron
que
para
las
arcillas
fuertemente
sobreconsolidadas el valor de β no debe ser mayor que
2.
El uso de los métodos de Nordlund y LCPC para
determinar la resistencia de los pilotes se ha difundido
mucho desde el momento en que se finalizaron los
requisitos para el diseño por factores de carga y
resistencia (LRFR) de las fundaciones, hacia fines de
1992. Pronto habrá factores de resistencia disponibles
para estos métodos.
qs = β σ ′v
donde:
σ ′v =
tensión efectiva vertical (MPa)
β
factor tomado de la Figura 1
=
(10.7.3.3.2b-1)
10-77
Sección 10 - Fundaciones (SI)
ESPECIFICACIONES
COMENTARIO
6
5
β
OCR
2
Pl
vo
τ ov
β=σ
3
=6
0
Pl
=2
0
Pl=20 Pl=60
0,28
0,34
1
0,46
0,45
2
0,72
0,66
4
8 1,22
1,22
2,06* 2,30*
16
* β es mayor que
el límite de 2,00
4
Límite sugerido
para β
1
0
1
2
5
10
20
50
OCR
Figura 10.7.3.3.2b-1 - β en función del OCR para pilotes
de desplazamiento (Esrig y Kirby, 1979)
El método de Nordlund se puede utilizar para extender
la aplicación del método β a pilotes no prismáticos en
suelos cohesivos, en cuyo caso el factor de resistencia se
puede tomar como para el método β tal como se
especifica en la Tabla 10.5.5-2.
10.7.3.3.2c Método λ
C10.7.3.3.2c
El método λ, basado en tensiones efectivas, se puede
utilizar para relacionar la fricción superficial unitaria, en
MPa, con el empuje pasivo del suelo de la siguiente
manera:
El valor de λ disminuye con la longitud del pilote y fue
hallado empíricamente examinando los resultados de
ensayos de carga realizados sobre pilotes tubulares de
acero.
qs = λ ( σ ′v + 2Su )
(10.7.3.3.2c-1)
donde:
σ ′v + 2Su = empuje pasivo lateral del suelo (MPa)
λ
=
coeficiente empírico tomado de la Figura 1
(adimensional)
10-78
Sección 10 - Fundaciones (SI)
ESPECIFICACIONES
COMENTARIO
λ
0
0
0,1
0,2
0,3
0,4
0,5
Penetración del Pilote (mm) x1000
10
20
30
Ubicación
40
50
Símbolo Fuente
DETROIT
MORGANZA
CLEVELAND
DRAYTON
NORTH SEA
LEMOORE
STANMORE
NEW ORLEANS
VENICE
ALIANCE
DONALDSONVILLE
MSC HOUSTON
SAN FRANCISCO
BRITISH COLUMBIA
BURNSIDE
HOUSEL
MANSUR
PECK
PECK
FOW
WOODWARD
TOMLINSON
BLESSEY
Mc CLELLAND
Mc CLELLAND
DARRAGH
Mc CLELLAND
SEED
Mc CAMMON
PECK
60
70
Figura 10.7.3.3.2c-1 - Coeficiente λ para pilotes tubulares
hincados (Vijayvergiya y Focht, 1972)
10.7.3.3.3
Resistencia de Punta
La resistencia de punta nominal de los pilotes en
arcilla saturada, en MPa, se puede tomar como:
qp = 9 Su
(10.7.3.3.3-1)
Su = resistencia al corte no drenada de la arcilla
cerca de la base del pilote (MPa)
10.7.3.4 RESISTENCIA DE LOS PILOTES ESTIMADA
EN BASE A ENSAYOS IN SITU
10.7.3.4.1
Requisitos Generales
C10.7.3.4.1
Los factores de resistencia a utilizar para la resistencia
friccional y la resistencia de punta estimadas usando
métodos in situ deberán ser como se especifica en la
Tabla 10.5.5-2.
El uso de ensayos in situ para suelos no cohesivos
está ampliamente difundido, ya que es muy difícil obtener
muestras de buena calidad de este tipo de suelos. Los
parámetros obtenidos de ensayos in situ se pueden
utilizar para estimar la resistencia de punta y la
resistencia friccional de los pilotes.
Dos de los métodos de ensayo in situ que
10-79
Sección 10 - Fundaciones (SI)
ESPECIFICACIONES
COMENTARIO
frecuentemente se utilizan para predecir la capacidad de
pilotes son el ensayo de penetración estándar (ensayo
SPT) (Meyerhof, 1976) y el ensayo de penetración de
cono (ensayo CPT) (Nottingham y Schmertmann, 1975).
10.7.3.4.2
Usando Ensayos SPT
Este método se aplicará solamente a las arenas y
limos no plásticos.
10.7.3.4.2a Resistencia de Punta
La resistencia de punta unitaria nominal, en MPa, para
pilotes hincados hasta una profundidad Db en un estrato
de suelo no cohesivo se puede tomar como:
qp =
0,038 Ncorr Db
≤ qA
D
(10.7.3.4.2a-1)
para lo cual:
⎡
⎛ 1,92 ⎞ ⎤
⎟⎥ N
Ncorr = ⎢0,77log10 ⎜
⎜ σ ′ ⎟⎥
⎢⎣
⎝ v ⎠⎦
(10.7.3.4.2a-2)
donde:
Ncorr
= número de golpes representativo del SPT cerca
de la punta del pilote corregido para considerar
la presión debida a la sobrecarga de suelo, σ'v
(golpes/300 mm)
N
= número de golpes del ensayo SPT (golpes/300
mm)
D
= ancho o diámetro del pilote (mm)
Db
= profundidad de
portante (mm)
qℓ
penetración
en
el
estrato
= resistencia de punta límite considerada como
0,4Ncorr para el caso de arenas y 0,3Ncorr para
limo no plástico (MPa)
10.7.3.4.2b Fricción Superficial
C10.7.3.4.2b
La fricción superficial nominal de los pilotes en suelos
no cohesivos, en MPa, se puede tomar como:
Los pilotes de desplazamiento, es decir los pilotes de
sección maciza o sección hueca que tienen cerrado uno
de sus extremos, desplazan un volumen relativamente
grande de suelo durante la penetración. Los pilotes que
no son de desplazamiento generalmente tienen
secciones transversales de área pequeña, como por
ejemplo los pilotes de acero en forma de H y los pilotes
tubulares abiertos que no se taponan. El taponamiento
• Para pilotes de desplazamiento hincados:
qs = 0,0019 N
(10.7.3.4.2b-1)
10-80
Sección 10 - Fundaciones (SI)
ESPECIFICACIONES
COMENTARIO
• Para pilotes que no son de desplazamiento (por
ejemplo pilotes de acero en forma de H):
ocurre cuando el suelo entre las alas de un pilote
metálico en forma de H o el suelo en el interior de un
pilote tubular abierto se adhiere completamente al pilote y
desciende junto con el pilote a medida que procede el
hincado.
qs = 0,00096 N
(10.7.3.4.2b-2)
donde:
qs
= fricción superficial unitaria para pilotes hincados
(MPa)
N
= número de golpes promedio (no corregido) del
SPT a lo largo del fuste del pilote (golpes/300
mm)
10.7.3.4.3
Usando Ensayos CPT
10.7.3.4.3a Requisitos Generales
Los ensayos CPT se pueden utilizar para determinar:
• La resistencia a la penetración del cono, qc, que se
puede utilizar para determinar la capacidad de punta de
los pilotes, y
• La fricción de la camisa, fs, que se puede utilizar para
determinar la capacidad de fricción superficial.
10.7.3.4.3b Resistencia de Punta
C10.7.3.4.3b
La resistencia de punta, qp, en MPa, se puede
determinar como se indica en la Figura 1.
Nottingham y Schmertmann (1975) hallaron que
usando de un promedio ponderado de la resistencia del
núcleo se obtiene una buena estimación de la capacidad
de punta de los pilotes en todos los tipos de suelo.
Para lo cual:
qp =
qc1 + qc2
2
(10.7.3.4.3b-1)
donde:
qc1 =
promedio de qc en una distancia igual a yD
debajo de la punta del pilote (recorrido a-b-c);
sumar los valores de qc tanto en dirección del
recorrido descendente (recorrido a-b) como en
dirección del recorrido ascendente (recorrido bc); utilizar los valores reales de qc a lo largo del
recorrido a-b y la regla del recorrido mínimo a lo
largo del recorrido b-c; calcular qc1 para valores
de y comprendidos entre 0,7 y 4,0 y utilizar el
mínimo valor de qc1 obtenido (MPa)
qc2 =
promedio de qc en una distancia igual a 8D
sobre la punta del pilote (recorrido c-e); utilizar
la regla del recorrido mínimo como para el
recorrido b-c en el cálculo de qc1; ignorar las
10-81
Sección 10 - Fundaciones (SI)
ESPECIFICACIONES
COMENTARIO
depresiones menores de los picos "x" si se trata
de arena, pero incluirlas en el recorrido mínimo
si se trata de arcilla (MPa)
La mínima resistencia promedio a la penetración del cono
a una profundidad entre 0,7 y 4 veces el diámetro del
pilote debajo de la cota de la punta del pilote se deberá
obtener aplicando un proceso de prueba y error, usando
la regla del recorrido mínimo. También se deberá utilizar
la regla del recorrido mínimo para hallar el valor de la
resistencia a la penetración del cono para el suelo en una
distancia igual a ocho veces el diámetro del pilote por
encima de la punta.
Para determinar la resistencia de punta del pilote se
deberán promediar estos dos resultados.
qc
e
?
D
8D
"x"
c
a
Profundidad
envolvente de los
valores mínimos de qc
b
b
y D = 0,7D
a
4D
Figura 10.7.3.4.3b-1 - Procedimiento para calcular la
resistencia de punta de un pilote (Nottingham y
Schmertmann, 1975)
10-82
Sección 10 - Fundaciones (SI)
ESPECIFICACIONES
COMENTARIO
10.7.3.4.3c Resistencia Friccional
C10.7.3.4.3c
La resistencia por fricción superficial de los pilotes, en
N, se puede tomar como:
Este proceso se describe en Nottingham y
Schmertmann (1975).
Para un pilote de sección transversal constante (pilote
no ahusado), la Ecuación 1 se puede expresar como:
N2
⎡ N1 ⎛ L ⎞
⎤
Qs = K s,c ⎢ ∑ ⎜ i ⎟ fsiasihi + ∑ fsiasihi ⎥
i =1
⎢⎣ i=1 ⎝ 8Di ⎠
⎥⎦
(10.7.3.4.3c-1)
N2
⎡ a N1
⎤
Qs = K s,c ⎢ s ∑ L1fsihi + as ∑ fsihi ⎥
8D
i =1
i =1
⎣
⎦
donde:
Ks,c
= factores de corrección: Kc para arcillas y Ks para
arenas de la Figura 1 (adimensional)
Li
= profundidad hasta la mitad del intervalo de
longitud en el punto considerado (mm)
Di
= ancho o diámetro del pilote en el punto
considerado (mm)
fsi
= resistencia unitaria por fricción de la camisa
determinada mediante un ensayo CPT en el
punto considerado (MPa)
asi
= perímetro del pilote en el punto considerado
(mm)
hi
= intervalo de longitud en el punto considerado
(mm)
N1
= número de intervalos entre la superficie del
terreno y un punto ubicado a una distancia igual
a 8D debajo de la superficie del terreno
N2
= número de intervalos entre un punto ubicado a
una distancia igual a 8D debajo de la superficie
del terreno y la punta del pilote.
(C10.7.3.4.3c-1)
Si además de ser prismático el pilote fs es
aproximadamente constante a profundidades por debajo
de 8D, la Ecuación 1 se puede simplificar de la siguiente
manera:
Qs = K s,c ⎡⎣as fs ( Z − 4D ) ⎤⎦
(C10.7.3.4.3c-2)
donde:
Z
10-83
= longitud embebida total del pilote (mm)
Sección 10 - Fundaciones (SI)
ESPECIFICACIONES
COMENTARIO
ks
Relación Profundidad/Ancho del Pilote =Z/D
0
0
1,0
f s en MPa
2,0
0
0,1
0,2
5
1,0
10
kc
15
0,5
20
25
0
30
Pilotes de hormigón
y madera
35
Pilotes de acero
40
Punta Begemann (Mecánica)
Acero
Usar 0,8 fs de Punta Begemann si
se trata de arcillas de elevado OCR
Hormigón
Punta Fugro (Eléctrica)
Acero
Hormigón
K s para madera: usar 1,25K s del acero
Figura 10.7.3.4.3c-1 - Factores de corrección para
resistencia friccional, Ks y Kc (Nottingham y
Schmertmann, 1975)
C10.7.3.5
10.7.3.5 PILOTES QUE APOYAN SOBRE ROCA
El factor de resistencia para la resistencia de punta de
los pilotes que apoyan sobre roca se deberán tomar como
se especifica en la Tabla 10.5.5-2.
Cuando tanto el ancho del pilote como la separación
de las discontinuidades de la roca son mayores que 300
mm y cuando las discontinuidades no rellenas tienen un
ancho menor que 6,4 mm o las discontinuidades rellenas
con suelo o escombros de roca tienen un ancho menor
que 25 mm, la resistencia de punta unitaria nominal, qp,
de los pilotes hincados en roca, en MPa, se puede tomar
como:
qp = 3quK sp d
(10.7.3.5-1)
para lo cual:
K sp =
3+
sd
D
t
10 1 + 300 d
sd
La Ecuación 1 se tomó de la Canadian Geotechnical
Society (1985).
Cuando este método es aplicable, las rocas
generalmente son tan sanas que será la capacidad
estructural la que determine el diseño (Fellenius et al.,
1989).
(10.7.3.5-2)
10-84
Sección 10 - Fundaciones (SI)
ESPECIFICACIONES
COMENTARIO
d = 1 + 0,4 Hs / Ds ≤ 3,4
donde:
qu
= resistencia promedio a la compresión uniaxial
del núcleo rocoso (MPa)
d
= factor de profundidad (adimensional)
Ksp
= coeficiente de capacidad de carga de la Figura 1
(adimensional)
sd
= separación de las discontinuidades (mm)
td
= ancho de las discontinuidades (mm)
D
= ancho del pilote (mm)
Hs
= profundidad embebida de un pilote empotrado
en roca, considerada igual a 0,0 para pilotes que
apoyan sobre la parte superior del lecho rocoso
(mm)
Ds
= diámetro de la perforación para el pilote
empotrado en roca (mm)
Este método no se podrá aplicar a rocas blandas
estratificadas, como por ejemplo lutitas débiles o calizas
débiles.
Los pilote que apoyan sobre rocas débiles se deberán
diseñar tratando la roca blanda como si fuera suelo, de
acuerdo con el Artículo 10.7.3.3 para los pilotes que
apoyan sobre material cohesivo y de acuerdo con el
Artículo 10.7.3.4 para los pilotes que apoyan sobre
material no cohesivo.
0,5
=0
Sd
td /
1
0, 00
0,002
0,4
Valor de Ksp
Las rocas débiles incluyen algunas lutitas y calizas de
grano fino u otras rocas meteorizadas de baja calidad. No
hay ninguna definición cuantitativa de aceptación
generalizada para el término "débil;" por este motivo para
determinar si una roca es débil será necesario aplicar el
criterio y la experiencia profesional. Para estos
materiales rocosos débiles se pueden aplicar los mismos
métodos semiempíricos descriptos para suelos cohesivos
y no cohesivos.
0,3
0,005
0,010
0,2
0,020
0,1
0
0,2
0,4
0,6
0,8
1,0
1,2
1,4
1,6
1,8
2,0
Relación sd /Ds
Figura 10.7.3.5-1 - Coeficiente de capacidad de carga
(Canadian Geotechnical Society, 1985)
10-85
Sección 10 - Fundaciones (SI)
ESPECIFICACIONES
COMENTARIO
10.7.3.6 ENSAYOS DE CARGA Y MONITOREO IN SITU
DE LOS PILOTES
C10.7.3.6
Los ensayos de compresión, tracción y carga lateral de
los pilotes deberán realizarse de acuerdo con las
siguientes normas:
Un ensayo de carga se puede realizar ya sea como un
ensayo de carga de rutina o bien como un ensayo de
carga de alto nivel. Los ensayos de rutina generalmente
se realizan con el propósito de aplicar una carga de
prueba. Los ensayos de alto nivel generalmente se
realizan antes de finalizar el diseño e implican datos de
ensayo más confiables y un análisis detallado de los
resultados.
La carga de ensayo normalmente se aplica por medio
de un gato hidráulico, que también puede actuar como
una celda de carga. Sin embargo, es preferible utilizar
una celda de carga independiente.
En los ensayos de alto nivel y siempre que sea
posible en los ensayos de rutina de los pilotes de gran
longitud se debería considerar realizar mediciones de la
compresión del pilote y por lo tanto del movimiento del
extremo del pilote (utilizando un testigo o indicador de
movimiento).
Cuando el objetivo es determinar la capacidad de
carga mayorada del pilote para un diseño en estado
límite, los métodos de ensayo rápidos, ASTM D 1143,
aprobados nuevamente en 1994, son preferibles desde el
punto de vista técnico a los métodos lentos.
Además de los ensayos con carga de prueba se
deberían realizar ensayos hasta llegar a la falla. La
carga de falla designada se debería basar en la
geometría del diagrama carga-movimiento.
Para estimar un valor límite inferior para la capacidad
vertical de los pilotes se puede utilizar el método de
Davisson (NAVFAC, 1982).
Durante la fase de diseño los niveles de tensión de
hincado anticipados se pueden estimar mediante análisis
por ecuación de ondas. Durante la instalación de los
pilotes, para medir los niveles de tensión de hincado se
pueden utilizar mediciones dinámicas de la fuerza y
aceleración en la cabeza del pilote.
La ecuación de ondas modela la masa, el casquete de
hincado y la sección del pilote utilizando una serie de
masas conectadas mediante resortes que se consideran
sin peso. La simulación mediante ecuación de ondas
permite que el Diseñador confirme que la sección
propuesta para el pilote se puede hincar hasta lograr la
capacidad y la penetración requeridas sin aplicar niveles
de tensión de hincado que provoquen daños. Para ello se
requieren programas de computación, tales como el de
Hirsch et al. (1976) o Goble y Rausche (1987).
El monitoreo dinámico consiste en medir y registrar la
fuerza y aceleración en la cabeza del pilote durante la
instalación inicial del pilote o durante la posterior
aplicación de golpes.
Las mediciones dinámicas de la fuerza y la
aceleración también se pueden utilizar para determinar la
• Método de Ensayo para Pilotes bajo Carga de
Compresión Axial Estática - ASTM D 1143
• Método de Ensayo de Pilotes Individuales bajo Carga
de Tracción Axial Estática - ASTM D 3689
• Método de Ensayo de Pilotes bajo Cargas Laterales ASTM D 3966
El factor de resistencia para la resistencia a la
compresión axial y la capacidad contra el levantamiento
axial de los pilotes que se obtienen a partir de ensayos de
carga deberá ser como se especifica en la Tabla 10.5.5-2.
Los ensayos realizados in situ utilizando un analizador
del hincado de los pilotes deberán satisfacer la siguiente
norma:
• Método de Ensayo para el Ensayo Dinámico de Alta
Deformación de Pilotes - ASTM D 4945
El factor de resistencia para la resistencia axial que se
obtiene en base al analizador del hincado de los pilotes
deberá ser como se especifica en la Tabla 10.5.5-2.
10-86
Sección 10 - Fundaciones (SI)
ESPECIFICACIONES
COMENTARIO
capacidad del pilote, la distribución de la resistencia y los
parámetros de vibración y amortiguación del suelo
(Rausche et al., 1972).
10.7.3.7
LEVANTAMIENTO
10.7.3.7.1
Requisitos Generales
Se deberá considerar el levantamiento cuando las
solicitaciones, calculadas en base a la combinación de
cargas para el estado límite correspondiente, sean de
tracción.
Cuando los pilotes están sujetos a levantamiento se
deberían investigar tanto la resistencia al arrancamiento
de los pilotes como la capacidad estructural de los pilotes
para resistir tracción y transmitirla a la fundación.
10.7.3.7.2
C10.7.3.7.2
Resistencia contra el Levantamiento de
Pilotes Individuales
La resistencia contra el levantamiento de un pilote
individual se deberá estimar de manera similar a la
utilizada para estimar la resistencia por fricción superficial
de los pilotes en
compresión especificada en los
Artículos 10.7.3.3 y 10.7.3.4.
La resistencia mayorada contra el levantamiento, en N,
se puede tomar como:
QR = φ Qn = φu Qs
(10.7.3.7.2-1)
donde:
Qs
= capacidad nominal contra el levantamiento
debida a la resistencia del fuste (N)
φu
= factor de resistencia para la capacidad contra el
levantamiento especificado en la Tabla 10.5.5-2
10.7.3.7.3
La solicitación mayorada que actúa en cualquier pilote
que forma parte de un grupo se puede estimar utilizando
el procedimiento tradicional en base a la resistencia
elástica de los materiales para una sección transversal
solicitada por empuje y momento. Las propiedades de la
sección transversal se deberían basar en el pilote
considerado como un área unitaria.
Los factores de resistencia para tracción axial son
menores que los correspondientes a compresión. Uno de
los motivos es que los pilotes traccionados descargan el
suelo; esto reduce la tensión efectiva debida a la
sobrecarga de suelo y por lo tanto la resistencia por
fricción superficial del pilote.
Resistencia contra el Levantamiento de
Grupos de Pilotes
La resistencia mayorada contra el levantamiento de un
grupo de pilotes, en N, se puede tomar como:
QR = φ Qn = φug Qug
(10.7.3.7.3-1)
donde:
φug
= factor de resistencia especificado en la Tabla
10.5.5-2
Qug
= resistencia nominal contra el levantamiento del
grupo de pilotes (N)
10-87
Sección 10 - Fundaciones (SI)
ESPECIFICACIONES
COMENTARIO
La resistencia contra el levantamiento de un grupo de
pilotes, Qug, se deberá tomar como el menor valor entre
los siguientes:
• La sumatoria de las resistencias contra
levantamiento de los pilotes individuales; o
el
• La capacidad contra el levantamiento del grupo de
pilotes considerado como un bloque único.
Para los grupos de pilotes en suelo no cohesivo, el
peso del bloque que será levantado se determinará
utilizando para la carga un una distribución con una
pendiente de 1 en 4 desde la base del grupo de pilotes
como se ilustra en la Figura 1. Para los suelos ubicados
debajo del nivel freático se deberán utilizar los pesos
unitarios sumergidos.
En los suelos cohesivos el bloque utilizado para
resistir el levantamiento en corte no drenado se deberá
tomar de la Figura 2. La resistencia nominal contra el
levantamiento del grupo se puede tomar como:
Qn = Qug = ( 2XZ + 2YZ ) Su + Wg
(10.7.3.7.3-2)
donde:
X
= ancho del grupo de pilotes, como se ilustra en la
Figura 2 (mm)
Y
= longitud del grupo de pilotes, como se ilustra en
la Figura 2 (mm)
Z
= profundidad del bloque de suelo debajo del
cabezal de los pilotes considerada como se
ilustra en la Figura 2 (mm)
Su
= resistencia al corte no drenada promedio a lo
largo del fuste del pilotes (MPa)
Wg
= peso del bloque de suelo, los pilotes y el cabezal
(N)
El factor de resistencia para la capacidad nominal
contra el levantamiento de un grupo de pilotes, Qug,
determinada como la sumatoria de las resistencias
individuales de los pilotes se deberá tomar igual que para
la capacidad contra el levantamiento de pilotes
individuales tal como se especifica en la Tabla 10.5.5-2.
El factor de resistencia para la capacidad contra el
levantamiento de un grupo de pilotes considerado como
un bloque único se deberá tomar como se especifica en la
Tabla 10.5.5-2 para grupos de pilotes en arcilla y arena.
10-88
Sección 10 - Fundaciones (SI)
ESPECIFICACIONES
COMENTARIO
Bloque de suelo
levantado por los
pilotes
1
4
Figura 10.7.3.7.3-1 - Levantamiento de un grupo de
pilotes poco separados en suelos no cohesivos
(Tomlinson, 1987)
Bloque de suelo
levantado por los
pilotes
Z
X por Y
Figura 10.7.3.7.3-2 - Levantamiento de un grupo de
pilotes en suelos cohesivos (Tomlinson, 1987)
10.7.3.8 CARGAS LATERALES
C10.7.3.8
Los pilotes sujetos a cargas laterales deberán tener
sus cabezas fijadas al cabezal. El suelo alterado o los
vacíos creados durante el hincado de los pilotes se
deberán reemplazar por material granular compactado.
En el diseño de los pilotes cargados lateralmente se
deberán considerar los efectos de la interacción sueloestructura o roca-estructura entre los pilotes y el terreno,
incluyendo el número y la separación de los pilotes de
cada grupo.
El Departamento de Transporte de Florida
recientemente llevó a cabo un estudio (Shahawy e Issa,
1992) de los requisitos de empotramiento de los pilotes
en sus cabezales necesarios para lograr la plena
capacidad de momento. La resistencia de los pilotes a las
cargas laterales generalmente está determinada por los
criterios de desplazamiento lateral en el estado límite de
servicio, tal como se especifica en el Artículo 10.7.2, o
bien por la falla estructural de los pilotes en el estado
límite de resistencia.
10-89
Sección 10 - Fundaciones (SI)
ESPECIFICACIONES
COMENTARIO
La respuesta de los pilotes frente a las cargas
laterales se puede estimar mediante análisis P-Y (Barker
et al., 1991). Cuando un grupo de pilotes está sujeto a
cargas laterales los pilares interactúan a través del suelo
que los separa. Como resultado de esta interacción los
grupos de pilotes experimentan flechas mayores que los
pilotes individuales solicitados por la misma carga lateral
por pilote, y también son mayores los momentos flectores
en los pilotes del grupo. Estos factores se deberían
considerar en el diseño. Barker et al. (1991) y Reese
(1984) presentan procedimientos aplicables al diseño
práctico.
El método de análisis P-Y, con sus curvas de
respuesta suelo/roca representativas, se puede emplear
para numerosas situaciones de diseño que involucran
comportamiento de pilotes individuales o como grupo.
Hasta 1996 aún no se habían desarrollado factores de
resistencia para el estado límite de resistencia. Si una
jurisdicción cuenta con factores de resistencia
adecuados, éstos se pueden utilizar para ampliar la
aplicación del método P-Y a otras situaciones.
10.7.3.9 CAPACIDAD DE CARGA DE LOS PILOTES
INCLINADOS
La resistencia en apoyo de un grupo de pilotes que
contiene pilotes inclinados se puede determinar tratando
los pilotes inclinados como si fueran pilotes verticales.
10.7.3.10
RESISTENCIA A LA CARGA AXIAL DE LOS
GRUPOS DE PILOTES
10.7.3.10.1 Requisitos Generales
La resistencia mayorada de un grupo de pilotes, en N,
se deberá tomar como:
QR = φ Qn = φg Qg
(10.7.3.10.1-1)
donde:
Qg
= resistencia nominal del grupo (N)
φg
= factor de resistencia para el grupo especificado
en el presente documento
10.7.3.10.2 Suelo Cohesivo
C10.7.3.10.2
Si el cabezal se encuentra en contacto firme con el
terreno no se requerirá ninguna reducción de la eficiencia.
Si el cabezal no se encuentra en contacto firme con el
terreno y si el suelo es rígido, no se requerirá ninguna
reducción de la eficiencia.
Si el cabezal no se encuentra en contacto firme con el
La eficiencia de los grupos de pilotes en suelos
cohesivos puede ser menor que la eficiencia de los
pilotes individuales, debido a las zonas en las cuales se
superponen las deformaciones por corte en el suelo que
rodea los pilotes.
En los suelos cohesivos, la resistencia de un grupo de
10-90
Sección 10 - Fundaciones (SI)
ESPECIFICACIONES
COMENTARIO
terreno y si el suelo en la superficie es blando, la
resistencia individual de cada pilote se deberá multiplicar
por un factor de eficiencia η, el cual se deberá tomar
como:
pilotes depende de si el cabezal está en contacto firme
con el terreno por debajo del mismo. Si el cabezal está
en contacto firme con el terreno el suelo entre los pilotes
y el grupo de pilotes se comportan como una unidad.
Cuando las separaciones entre los pilotes son
pequeñas puede prevalecer un mecanismo de falla en
forma de bloque, mientras que cuando las separaciones
son mayores los pilotes pueden fallar en forma individual.
Es necesario verificar los mecanismos de falla y diseñar
para el caso con el cual se obtenga la menor capacidad.
Para un grupo de pilotes de ancho X, longitud Y y
profundidad Z como el que se ilustra en la Figura C1, la
capacidad de carga para la falla en bloque está dada por
la siguiente expresión:
• η = 0,65 cuando la separación entre los centros de los
pilotes es igual a 2,5 diámetros
• η = 1,0 cuando la separación entre los centros de los
pilotes es igual a 6,0 diámetros
• Para separaciones intermedias el valor de η se puede
determinar por interpolación lineal.
La resistencia del grupo deberá ser el menor valor
entre los siguientes:
• La sumatoria de las resistencias
modificadas de cada pilote del grupo, o
individuales
• La resistencia de un pilar equivalente formado por los
pilotes y el bloque de suelo dentro del área limitada por
los pilotes.
Al determinar el pilar equivalente:
Qg = ( 2X + 2Y ) Z Su + X Y Nc Su
(C10.7.3.10.2-1)
para la cual:
para
Z
≤ 2,5 :
X
⎛ 0,2X ⎞ ⎛ 0,2 Z ⎞
Nc = 5 ⎜ 1 +
1+
Y ⎟⎠ ⎜⎝
X ⎟⎠
⎝
(C10.7.3.10.2-2)
• Para determinar la resistencia friccional se deberá
utilizar la totalidad de la resistencia al corte de suelo,
para
• Para determinar la resistencia de punta se deberá
utilizar la totalidad del área de la base del pilar
equivalente, y
0,2X ⎞
⎛
Nc = 7,5 ⎜ 1 +
Y ⎟⎠
⎝
• Se deberá ignorar la resistencia adicional del cabezal.
Su
=
resistencia al corte no drenada promedio a lo
largo de la profundidad de penetración de los
pilotes (MPa)
Su
=
resistencia al corte no drenada en la base del
grupo (MPa)
El factor de resistencia para un pilar o bloque de falla
equivalente deberá ser como se indica en la Tabla 10.5.52 y se deberá aplicar ya sea que el cabezal esté o no en
contacto con el terreno. Los factores de resistencia para
la resistencia del grupo de pilotes calculada usando la
sumatoria de las resistencias individuales son iguales a
los utilizados para la resistencia de pilotes aislados, tal
como se indica en la Tabla 10.5.5-2.
10-91
Z
> 2,5 :
X
(C10.7.3.10.2-3)
Sección 10 - Fundaciones (SI)
ESPECIFICACIONES
COMENTARIO
Z
An X
c
tot ho
al
Y d
itu
ng l
o
L ot a
t
Figura C10.7.3.10.2-1 - Grupo de pilotes actuando como
una fundación en bloque
10.7.3.10.3 Suelo No Cohesivo
C10.7.3.10.3
La capacidad de carga de los grupos de pilotes en
suelo no cohesivo será la sumatoria de las resistencias de
todos los pilotes que componen el grupo. Ya sea que el
cabezal de los pilotes esté o no en contacto con el
terreno, el factor de eficiencia, η, deberá ser igual a 1,0.
El factor de resistencia es igual que para los pilotes
individuales, tal como se especifica en la Tabla 10.5.5-2.
En el caso de los pilotes hincados en arena, debido al
aumento de densidad que provoca el hincado, la
resistencia del grupo nunca es menor que la sumatoria
de las capacidades de los pilotes individuales. Por este
motivo para los grupos de pilotes en arena el factor de
eficiencia siempre se considera igual a 1,0.
10.7.3.10.4 Grupos de Pilotes en Suelo Resistente sobre
Suelo Débil o Compresible
C10.7.3.10.4
Si un grupo de pilotes está embebido en un depósito
de suelo resistente que yace sobre un depósito más débil
se deberá considerar el potencial de falla por
punzonamiento de las puntas de los pilotes en el estrato
de suelo más débil. Si el estrato de suelo subyacente
consiste en un suelo compresible más débil se deberá
considerar
la
posible
ocurrencia
de
grandes
asentamientos en dicho estrato más débil.
En ausencia de referencias locales, la investigación de
la capacidad de los suelos blandos subyacentes se puede
basar en el cálculo de la carga sobrepuesta, asumiendo
que la distribución de la presión se ensancha por debajo
de las puntas de los pilotes proyectando el área limitada
por las puntas de los pilotes con una pendiente de 2
vertical en 1 horizontal. La resistencia a cualquier
profundidad por debajo de las puntas de los pilotes se
deberá determinar en base al tamaño proyectado de una
zapata idealizada. La capacidad de carga se deberá
basar en los criterios especificados en el presente
documento para zapatas.
El método se puede visualizar utilizando la Figura
10.7.2.1-1 considerando la zapata equivalente (o
idealizada) al mismo nivel que las puntas de los pilotes.
La opción de considerar la zapata a la altura de la punta
de los pilotes es algo conservadora si una parte
significativa de la resistencia de los pilotes es aportada
por la resistencia friccional, pero se especifica de este
modo por motivos de simplicidad.
10-92
Sección 10 - Fundaciones (SI)
ESPECIFICACIONES
COMENTARIO
10.7.3.11
C10.7.3.11
RESISTENCIA DE LOS GRUPOS DE
PILOTES A LAS CARGAS LATERALES
La resistencia mayorada de un grupo de pilotes a las
cargas laterales, en N, se deberá tomar como:
QR = φ Qn = η φLΣQL
(10.7.3.11-1)
donde:
QL =
QLg
resistencia lateral nominal de un pilote individual
(N)
= resistencia lateral nominal del grupo de pilotes
(N)
φL
=
factor de resistencia para el grupo de pilotes
especificado en la Tabla 10.5.4-2
η
=
factor de eficiencia del grupo de acuerdo con lo
definido en el presente documento
La resistencia individual de cada pilote se deberá
multiplicar por un factor de eficiencia, η, el cual se deberá
tomar como:
• η = 0,75 para suelo no cohesivo
La capacidad lateral de un grupo de pilotes es menor
que la sumatoria de las capacidades individuales de los
pilotes que componen el grupo. Este efecto de grupo,
conocido como interacción pilote-suelo-pilote, hace que
un grupo de pilotes experimente flechas mayores que los
pilotes individuales solicitados por la misma carga lateral
por pilote y hace que los momentos flectores en los
pilotes del grupo sean mayores.
Los factores de eficiencia se basan en el
Procedimiento de Amplificación para Grupos de Pilotes
de Ooi y Duncan (1994). Estos factores se toman como
la inversa del factor de amplificación de momentos. Los
valores se desarrollaron a partir del estudio de grupos
con diferentes cantidades de pilotes, y las eficiencias
resultan más exactas en el caso de los grupos formados
por nueve pilotes. Estos factores no son afectados
significativamente por la relación separación/diámetro de
los pilotes.
Los factores de eficiencia dependen de la carga lateral
sobre un único pilote del grupo. Las cargas laterales
usadas para calcular los factores se estimaron a partir de
las relaciones carga-momento para pilotes hincados de
Barker et al. (1991) correspondientes al momento último
del pilote. El ángulo de fricción interna para la arena se
supuso igual a 35º; la resistencia al corte no drenada
promedio de la arcilla se supuso igual a 0,072 MPa.
• η = 0,85 para suelo cohesivo
La resistencia lateral del grupo se deberá tomar como
la sumatoria de la resistencias individuales modificadas
de cada uno de los pilotes que componen el grupo.
10.7.4
Diseño Estructural
10.7.4.1 REQUISITOS GENERALES
C10.7.4.1
El diseño estructural de los pilotes hincados de
hormigón, acero y madera se deberá realizar de acuerdo
con los requisitos de las Secciones 5, 6 y 8,
respectivamente.
Los Artículos 5.7.4, 5.13.4, 6.9.4.1, 8.4.1.3 y 8.5.2.2
contienen requisitos específicos para pilotes de
hormigón, acero y madera.
El diseño de pilotes que soportan exclusivamente
carga axial requiere una tolerancia para las
excentricidades no intencionales. Estas excentricidades
se consideran a través de:
• Los límites para la capacidad de compresión utilizable
establecidos en el Artículo 6.9.4.1 para pilotes de
acero,
• El uso de las ecuaciones del Artículo 5.7.4.4 para
columnas de hormigón que ya contienen una
tolerancia para la excentricidad, y
10-93
Sección 10 - Fundaciones (SI)
ESPECIFICACIONES
COMENTARIO
• El factor de resistencia del Artículo 8.5.2.2 que se
incrementa en el Artículo C8.5.2.2 para pilotes de
madera.
10.7.4.2 PANDEO DE LOS PILOTES
C10.7.4.2
Los pilotes que atraviesan agua o aire se supondrán
empotrados a una cierta profundidad. La estabilidad se
deberá determinar de acuerdo con los requisitos para
elementos comprimidos establecidos en las Secciones 5,
6 y 8 usando una longitud de pilote equivalente igual a la
longitud sin apoyo lateral, más una longitud embebida
hasta el punto donde se asume que el pilote está
empotrado.
La profundidad hasta el punto donde se asume que el
pilote está empotrado se puede tomar como:
• Para las arcillas:
1,4
Eplp
( 0,25 )
(mm)
Es
(10.7.4.2-1)
• Para las arenas:
1,8
Eplp
0,2
nh
(mm)
(10.7.4.2-2)
donde:
Ep
Ip
=
=
módulo de elasticidad del pilote (MPa)
momento de inercia del pilote (mm4)
Es
=
módulo del suelo para las arcillas = 67 Su (MPa)
Su
=
resistencia al corte no drenada de las arcillas
(MPa)
nh =
Este procedimiento se tomó de Davisson y Robinson
(1965).
En las Ecuaciones 1 y 2 se asume que la condición de
carga es exclusivamente de carga axial y también se
asume que los pilotes están empotrados en sus
extremos. Debido a que las ecuaciones permiten obtener
la profundidad hasta el empotramiento a partir de la
superficie del terreno, el Ingeniero deberá determinar las
condiciones de borde en la parte superior del pilote a fin
de determinar la longitud no sin apoyo lateral del pilote.
Si las condiciones de carga son diferentes, ver Davisson
y Robinson (1965).
Prakash y Sharma (1990) estudiaron el efecto de la
separación de los pilotes sobre el módulo del suelo y
hallaron que cuando las separaciones entre pilotes son
mayores que 8 veces el ancho del pilote los pilotes
vecinos no afectan el módulo del suelo o la capacidad de
pandeo. Sin embargo, para separaciones iguales a 3
veces el ancho del pilote el módulo efectivo del suelo se
reduce al 25 por ciento del valor aplicable a un pilote
individual. Para separaciones intermedias los valores del
módulo se pueden estimar por interpolación.
tasa de incremento del módulo del suelo en
función de la profundidad para las arenas como
se especifica en la Tabla 1 (MPa/mm)
Tabla 10.7.4.2-1 - Tasa de incremento del módulo del
suelo en función de la profundidad, nh, (MPa/mm) para la
arena
CONSISTENCIA
SECA O HÚMEDA
SUMERGIDA
Suelta
9,4 × 10 −3
4,7 × 10 −3
Media
Densa
0,025
0,063
0,013
0,031
10-94
Sección 10 - Fundaciones (SI)
ESPECIFICACIONES
10.8
PILOTES PERFORADOS
10.8.1
Requisitos Generales
COMENTARIO
10.8.1.1 Campo de Validez
C10.8.1.1
Los requisitos de esta sección se deberán aplicar al
diseño de los pilotes perforados, excepto a los pilotes
perforados que se construyen con barrenas continuas y
se hormigonan a medida que se extrae la barrena.
Los pilotes perforados pueden ser una alternativa
económica frente a las fundaciones con zapatas o pilotes
hincados, particularmente cuando no es posible construir
zapatas sobre un estrato de suelo o roca adecuado a una
profundidad razonable o cuando no es viable utilizar
pilotes hincados. Los pilotes perforados pueden ser una
alternativa económica frente a las zapatas si la
profundidad de socavación es importante. También se
puede considerar el uso de pilotes perforados para
resistir elevadas cargas laterales o de levantamiento
cuando las tolerancias para la deformación son
pequeñas. Los puentes levadizos o basculantes son un
ejemplo de un tipo de puente para el cual sería deseable
que las deformaciones fueran pequeñas.
De acuerdo con el mecanismo principal del cual
derivan su resistencia a las cargas, los pilotes perforados
se clasifican ya sea como pilotes flotantes (friccionales),
es
decir
pilotes
que
transfieren
la
carga
fundamentalmente por resistencia lateral, o bien como
pilotes de punta, es decir pilotes que transfieren la carga
fundamentalmente por resistencia de punta.
10.8.1.2 PROFUNDIDAD EMBEBIDA
C10.8.1.2
La profundidad embebida de los pilotes perforados
deberá ser suficiente para proporcionar capacidades de
carga vertical y lateral adecuadas y desplazamientos
aceptables.
La parte superior de un pilote perforado generalmente
debe estar a una distancia no mayor que
aproximadamente 100 mm de la superficie del terreno en
el caso de las estructuras sobre suelo seco y no más de
150 mm por encima de la cota normal del agua en el
caso de las estructuras en agua. Esto mejorará su
construibilidad.
10.8.1.3 DIÁMETRO DE LOS PILOTES Y BASES
ENSANCHADAS
C10.8.1.3
Cuando un pilote empotrado en roca requiere
encamisado a través de los suelos que yacen sobre la
roca, la documentación técnica deberá especificar que el
diámetro de la perforación para empotramiento en roca
debe ser al menos 150 mm menor que el diámetro interior
del encamisado. Para los pilotes empotrados en roca que
no requieren encamisado a través de los suelos que
yacen sobre la roca, el diámetro de la perforación para
empotramiento en roca puede ser igual al diámetro del
pilote en la zona que atraviesa el suelo.
En los suelos cohesivos rígidos, en la punta del pilote
se puede utilizar una base ensanchada o campana para
aumentar la superficie de apoyo de la punta y así reducir
la presión unitaria o proveer resistencia adicional contra
Al realizar perforaciones para empotrar pilotes en roca
es habitual utilizar un encamisado que atraviesa la zona
de suelo y soporta temporalmente el suelo. Este
encamisado permite la inspección de la perforación y
materializa un sello a lo largo de la zona de contacto
suelo-roca, minimizando así la infiltración de agua
subterránea hacia la perforación. En consecuencia, es
necesario que el diámetro de la perforación en roca sea
menor que el tamaño nominal del encamisado, ya que
esto permitirá el asentamiento de la camisa y la inserción
de los equipos para perforar la roca.
Si fuera viable, se debería considerar extender el
pilote hasta una mayor profundidad a fin de evitar las
dificultades y costos relacionados con la excavación del
10-95
Sección 10 - Fundaciones (SI)
ESPECIFICACIONES
COMENTARIO
las cargas de levantamiento.
Si el fondo del pilote se limpia e inspecciona antes de
colocar el hormigón, se puede considerar que la totalidad
de la superficie de la base es efectiva para transferir
carga.
ensanchamiento de las bases.
10.8.1.4 RESISTENCIA
C10.8.1.4
Serán aplicables los requisitos del Artículo 10.7.1.3 y
la Tabla 10.5.4-3, sustituyendo el término "Pilote" por el
término "Pilote perforado" cuando corresponda.
El método constructivo puede afectar la resistencia del
pilote perforado y deberá ser considerado como parte del
proceso de diseño. Los pilotes perforados se deberán
construir utilizando el método seco, con camisa o
húmedo, o bien una combinación de estos métodos. En
todos los casos la excavación del pozo, la colocación del
hormigón y todos los demás aspectos de la construcción
de los pilotes se deberán realizar de acuerdo con los
requisitos de las presentes Especificaciones y el
documento AASHTO LRFD Bridge Construction
Specifications.
El comportamiento de las fundaciones con pilotes
perforados se puede ver afectado fuertemente por el
método constructivo, particularmente en lo que respecta
a la resistencia lateral. El Diseñador debería considerar
los efectos de las condiciones del suelo y el agua freática
sobre las operaciones de construcción de los pilotes y
delinear, si fuera necesario, el método constructivo
general que se deberá seguir a fin de asegurar el
comportamiento anticipado. Debido a que los pilotes
perforados derivan su capacidad de la resistencia lateral
y de punta, las cuales dependen de la condición de los
materiales en contacto directo con los pilotes, es
importante que los procedimientos constructivos sean
consistentes con las condiciones de los materiales
supuestas en el diseño. El ablandamiento, aflojamiento u
otros cambios en las condiciones del suelo y la roca
atribuibles al método constructivo utilizado podrían
provocar una reducción de la capacidad de los pilotes y
un aumento de su desplazamiento. Por lo tanto, evaluar
los efectos del procedimiento constructivo sobre la
resistencia de los pilotes perforados se debería
considerar un aspecto significativo del diseño. El uso de
lechadas, los pilotes de diámetro variable y los métodos
de inyección también son factores que pueden afectar la
resistencia de los pilotes perforados.
Los parámetros del suelo se deberían variar
sistemáticamente de manera de modelar el rango de
condiciones anticipadas. Tanto la resistencia vertical
como la resistencia lateral se deberían evaluar de este
modo.
10.8.1.5 FRICCIÓN NEGATIVA
C10.8.1.5
Se deberán evaluar las cargas de fricción negativa, de
acuerdo con lo especificado en el Artículo 10.7.1.4.
Para los pilotes de punta en los cuales la fricción
negativa es una consideración relacionada con el estado
límite de resistencia, los factores de carga para la carga
de fricción negativa deberán ser la inversa del factor de
resistencia utilizado para el método de estimar la
resistencia friccional, según lo especificado en la Tabla
10.6.6-2.
Ver comentario adicional en el Artículo C10.7.1.4.
Un movimiento descendente relativo del suelo de
alrededor de 2,5 a 12,0 mm es suficiente para movilizar
plenamente la carga de fricción negativa en un pilote
perforado.
Las cargas de fricción negativa se pueden estimar
empleando el método α, como se describe en el Artículo
10.8.3.3.1, para calcular la resistencia friccional positiva.
Al igual que en el caso de la resistencia friccional
positiva, los 1500 mm superiores y una longitud inferior
supuesta igual a un diámetro del fuste no contribuyen a
las cargas de fricción negativa. Si se utiliza el método α
se debería considerar una tolerancia para un posible
aumento de la resistencia al corte no drenada a medida
10-96
Sección 10 - Fundaciones (SI)
ESPECIFICACIONES
COMENTARIO
que ocurre la consolidación.
10.8.1.6 SEPARACIÓN DE LOS PILOTES DE UN
GRUPO
C10.8.1.6
La separación entre los centros de los pilotes
perforados debería ser el mayor valor entre 3,0 diámetros
o la separación requerida para evitar la interacción entre
pilotes adyacentes.
Si
se
requieren
separaciones
menores,
la
documentación técnica deberá especificar la secuencia
constructiva y se deberán evaluar los efectos de
interacción entre pilotes adyacentes.
Puede ser necesario utilizar separaciones mayores si
se anticipa que las operaciones de perforación serán
dificultosas.
10.8.1.7 PILOTES PERFORADOS INCLINADOS
C10.8.1.7
Se deberían evitar los pilotes perforados inclinados. Si
se requiere mayor resistencia lateral se debería
considerar aumentar el diámetro de los pilotes o bien
aumentar el número de pilotes perforados.
Debido a los problemas asociados con la estabilidad
del pilote durante la excavación, instalación y retiro del
encamisado, la instalación de la jaula de armadura y la
colocación del hormigón, los pilotes perforados inclinados
son mucho más difíciles de construir que los pilotes
perforados verticales.
10.8.1.8 NIVEL FREÁTICO Y FLOTABILIDAD
C10.8.1.8
Se aplicarán los requisitos del Artículo 10.7.1.7 según
corresponda.
Ver el Artículo C10.7.1.7.
10.8.1.9 LEVANTAMIENTO
C10.8.1.9
Se aplicarán los requisitos del Artículo 10.7.1.9 según
corresponda.
Los pilotes perforados diseñados para suelos
expansivos se deberán prolongar hacia el interior de
suelos estables frente a la humedad hasta una
profundidad suficiente para proporcionar un anclaje
adecuado para resistir el levantamiento. También se
debería proveer una luz suficiente entre la superficie del
terreno y el fondo de los cabezales o vigas que conectan
los pilotes a fin de evitar la aplicación de cargas de
levantamiento en la conexión pilote/cabezal provocadas
por el hinchamiento del suelo.
Para evaluar las potenciales cargas de levantamiento
en pilotes perforados que atraviesan suelos expansivos
es necesario evaluar el potencial de hinchamiento del
suelo y la extensión de los estratos de suelo que pueden
afectar al pilote. En la Tabla C1 se presenta un método
razonablemente confiable para identificar el potencial de
hinchamiento. Este método clasifica el potencial de
hinchamiento en función de los límites de Atterberg, la
succión del suelo y el hinchamiento porcentual obtenido
de ensayos con odómetro (Reese y O'Neill, 1988). El
espesor del estrato potencialmente expansivo se debe
identificar mediante:
• Estudio de muestras de suelo tomadas de
perforaciones para determinar la presencia de
agrietamiento, superficies de deslizamiento o
estructuras en bloque, y las variaciones de color, y
• Ensayos en laboratorio para determinar los perfiles de
contenido de humedad del suelo.
10-97
Sección 10 - Fundaciones (SI)
ESPECIFICACIONES
COMENTARIO
Tabla C10.8.1.9-1 - Método para identificar suelos potencialmente
expansivos (Reese y O'Neill, 1988)
10.8.2
Límite
Líquido, LL
(%)
Límite
Plástico, PL
(%)
> 60
50 – 60
< 50
> 35
25 – 35
< 25
Succión del Potencial de Clasificación del
Suelo
Hinchamiento
Potencial de
(%)
Hinchamiento
(MPa)
> 0,38
0,14 – 0,38
< 0,14
> 1,5
0,5 – 1,5
< 0,5
Elevado
Marginal
Bajo
Movimiento en el Estado Límite de Servicio
10.8.2.1 REQUISITOS GENERALES
C10.8.2.1
Se aplicarán los requisitos del Artículo 10.7.2.1 según
corresponda. Se deberá utilizar la Combinación de
Cargas correspondiente al Estado Límite de Servicio I de
la Tabla 3.4.1-1 según corresponda.
Para estimar los asentamientos en estado límite de
servicio de los pilotes perforados en arcilla solamente se
deberán considerar las cargas permanentes. Para estimar
los asentamientos de los pilotes perforados en suelo
granular las cargas temporarias se deberán sumar a las
cargas permanentes.
Generalmente el asentamiento de los pilotes
perforados instalados en arena y roca es pequeño o bien
ocurre de forma bastante rápida. Sin embargo, el
asentamiento de los pilotes en arcilla puede ocurrir
durante un período de tiempo más prolongado, a medida
que las arcillas se consolidan.
10.8.2.2 CRITERIOS PARA EL MOVIMIENTO LATERAL
C10.8.2.2
Se aplicarán los requisitos del Artículo 10.7.2.2 según
corresponda.
Ver el Artículo C10.7.2.2.
10.8.2.3 ASENTAMIENTO
10.8.2.3.1
Requisitos Generales
El asentamiento de una fundación con pilotes
perforados individuales o grupos de pilotes perforados no
deberá superar los criterios de movimiento seleccionados
de acuerdo con el Artículo 10.6.2.2.
10.8.2.3.2
Asentamiento de Pilotes perforados
Individuales
C10.8.2.3.2
El asentamiento de un pilote perforado individual se
deberá estimar considerando:
• El asentamiento inmediato,
• El asentamiento por consolidación si el pilote está
construido en suelos cohesivos, y
• La compresión axial del pilote perforado.
Reese
y
O'Neill
(1988)
resumieron
datos
adimensionales sobre la relación carga-asentamiento
para el caso de pilotes perforados, como se ilustra en las
Figuras C1 a C4. Las Figuras C1 y C2 muestran las
curvas carga-asentamiento para el caso de carga
transferida por fricción lateral y carga transferida de
punta por pilotes perforados en suelos cohesivos. Las
Figuras C3 y C4 muestran cuervas similares para pilotes
en suelos no cohesivos. Estas curvas constituyen una
guía útil para estimar los asentamientos inmediatos de
los pilotes perforados.
Los valores de las curvas carga-asentamiento para
10-98
Sección 10 - Fundaciones (SI)
ESPECIFICACIONES
COMENTARIO
carga resistida por fricción lateral se obtuvieron a
diferentes profundidades, tomando en cuenta el
acortamiento elástico del pilote. Aunque en los pilotes
relativamente cortos el acortamiento elástico puede ser
pequeño, este acortamiento puede ser bastante
importante en pilotes de mayor longitud. La magnitud del
acortamiento elástico en los pilotes perforados varía en
función de su profundidad. Reese y O'Neill (1988)
describieron un procedimiento aproximado para estimar
el acortamiento elástico de los pilotes perforados de gran
longitud.
Las Figuras C1 y C2 no reflejan los asentamientos a
largo plazo de los pilotes perforados en arcilla. Los
asentamientos por consolidación se deberían sumar a los
asentamientos inmediatos. Sin embargo, debido a que
generalmente los pilotes perforados se instalan en suelos
fuertemente sobreconsolidados, por lo general los
asentamientos por consolidación son pequeños.
Los asentamientos inducidos por las cargas
soportadas por resistencia de punta son diferentes para
los pilotes en suelos no cohesivos y en suelos cohesivos.
Aunque la curva carga-desplazamiento de los pilotes
perforados en suelos cohesivos típicamente presenta un
quiebre bien definido, con frecuencia los pilotes en suelos
no cohesivos no evidencian una falla bien definida para
ningún desplazamiento determinado. La carga de los
pilotes perforados en suelos no cohesivos continúa
aumentando a medida que el asentamiento aumenta más
allá del 5 por ciento del diámetro de la base. En el caso
de los pilotes perforados en suelos cohesivos, Qp
típicamente
se
moviliza
completamente
con
desplazamientos de entre 2 y 5 por ciento del diámetro
de la base. La resistencia de punta unitaria se define
arbitrariamente como la presión de contacto requerida
para provocar un asentamiento igual al 5 por ciento del
diámetro del pilote, aún cuando este valor no
corresponda a la falla total del suelo debajo de la base
del pilote perforado.
Las curvas de las Figuras C1 y C3 también muestran
los asentamientos para los cuales se moviliza la
resistencia lateral. En el caso de los pilotes perforados en
suelos cohesivos, Qs típicamente se moviliza
completamente con desplazamientos de entre 0,2 y 0,8
por ciento del diámetro del pilote. En el caso de pilotes
perforados en suelos no cohesivos este valor es de entre
0,1 y 1,0 por ciento.
10-99
Sección 10 - Fundaciones (SI)
COMENTARIO
Carga última transferida por fricción lateral
Carga transferida por fricción lateral
1,2
1,0
0,8
0,6
Rango de resultados
Línea de tendencia
0,4
0,2
0,0
0,0 0,2 0,4 0,6 0,8 1,0
1,2 1,4 1,6
1,8 2,0
Asentamiento
, %
Diámetro del pilote
Figura C10.8.2.3.2-1 - Transferencia de carga por fricción
lateral (normalizada) en función del asentamiento Suelos cohesivos (Reese y O'Neill, 1988)
1,0
Carga última transferida de punta
0,9
Carga transferida de punta
ESPECIFICACIONES
0,8
0,7
0,6
0,5
0,4
Rango de resultados
0,3
Línea de tendencia
0,2
0,1
0,0
0
1
2
3
4
5
6
Asentamiento de la base
Diámetro de la base
7
8
9
10
,%
Figura C10.8.2.3.2-2 - Transferencia de carga de punta
(normalizada) en función del asentamiento - Suelos
cohesivos (Reese y O'Neill, 1988)
10-100
Sección 10 - Fundaciones (SI)
COMENTARIO
Carga transferida por fricción lateral
Carga última transferida por fricción lateral
1,2
1,0
0,8
0,6
Rango de resultados para respuesta
de ablandamiento por deformación
0,4
Rango de resultados para respuesta
de endurecimiento por deformación
0,2
Línea de tendencia
0,0
0,0
0,2
0,4
0,6
0,8
1,0
1,2
1,4
1,6
1,8
2,0
Asentamiento
,%
Diámetro del pilote
Figura C10.8.2.3.2-3 - Transferencia de carga por fricción
lateral (normalizada) en función del asentamiento - Suelo
no cohesivo (Reese y O'Neill, 1988)
2,0
Carga última transferida de punta
1,8
Carga transferida de punta
ESPECIFICACIONES
1,6
1,4
1,2
1,0
0,8
Rango de resultados
0,6
Línea de tendencia
0,4
0,2
0,0
0
1
2
3
4
5
6
7
8
Asentamiento de la base
Diámetro de la base
9
10 11 12
,%
Figura C10.8.2.3.2-4 - Transferencia de carga de punta
(normalizada) en función del asentamiento - Suelo no
cohesivo (Reese y O'Neill, 1988)
10-101
Sección 10 - Fundaciones (SI)
ESPECIFICACIONES
10.8.2.3.3
COMENTARIO
Asentamiento de un Grupo de Pilotes
Perforados
Se aplicarán los requisitos del Artículo 10.7.2.3 según
corresponda.
10.8.2.4 DESPLAZAMIENTO LATERAL
C10.8.2.4
Se aplicarán los requisitos del Artículo 10.7.2.4 según
corresponda.
El desplazamiento lateral de los pilotes perforados
individuales y de los grupos de pilotes perforados se
puede estimar utilizando los procedimientos descriptos
en la publicación Engineering Manual for Drilled Shafts
(Barker et al., 1991), o bien utilizando otros análisis P-Y.
Las condiciones prevalentes en obra algunas veces
determinan que la parte superior de los pilotes sea mayor
que las dimensiones indicadas en los planos. Si el diseño
estructural es sensible a la rigidez de los pilotes, los
planos deberían indicar tanto el máximo diámetro
aceptable como el diámetro de diseño de los pilotes
perforados.
10.8.3
Resistencia en el Estado Límite de
Resistencia
10.8.3.1 REQUISITOS GENERALES
C10.8.3.1
Se aplicará el estado límite de resistencia del Artículo
10.7.3.1.
Ver el Artículo C10.7.3.1.
10.8.3.2 PILOTES PERFORADOS CARGADOS
AXIALMENTE
C10.8.3.2
Se aplicarán los requisitos del Artículo 10.7.3.2 y la
Figura 10.5.4.3 según corresponda.
10.8.3.3 ESTIMACIONES SEMIEMPÍRICAS DE LA
RESISTENCIA DE LOS PILOTES
PERFORADOS EN SUELOS COHESIVOS
Se pueden utilizar métodos semiempíricos para
estimar la resistencia de los pilotes perforados en suelos
cohesivos. Los pilotes perforados en suelos cohesivos se
deberían diseñar mediante métodos basados en
tensiones totales y efectivas para condiciones de carga
no drenada y drenada, respectivamente.
Los pilotes perforados en suelos no cohesivos se
deberían diseñar mediante métodos basados en
tensiones efectivas para condiciones de carga drenada o
mediante métodos empíricos basados en resultados de
ensayos realizados in situ.
Los factores de resistencia para la resistencia lateral y
de punta se deberán tomar como se especifica en la
Tabla 10.5.5-3.
10-102
Ver el Artículo C10.7.3.2.
Sección 10 - Fundaciones (SI)
ESPECIFICACIONES
COMENTARIO
10.8.3.3.1
C10.8.3.3.1
Determinación de la Resistencia Friccional
usando el Método α
La resistencia friccional nominal unitaria, en MPa, para
los pilotes perforados en suelo cohesivo cargados bajo
condiciones de carga no drenadas se puede tomar como:
qs = α Su
(10.8.3.3.1-1)
donde:
Su
= resistencia al corte media en condición no
drenada (MPa)
α
= factor de adherencia (adimensional)
Se deberá considerar que la siguiente porción de los
pilotes perforados, ilustrada en la Figura 1, no contribuye
al desarrollo de resistencia por fricción superficial:
• Como mínimo los 1500 mm superiores de cualquier
pilote perforado;
• En el caso de los pilotes rectos, una longitud inferior
del pilote adoptada igual al diámetro del fuste;
• La periferia de
corresponde; y
los
extremos
acampanados,
si
• Una distancia por encima del extremo acampanado
adoptada igual al diámetro del fuste.
Los valores de α para las porciones de los pilotes
perforados excavados en seco en pozos abiertos o
encamisados serán como se especifica en la Tabla 1.
Tabla 10.8.3.3.1-1 - Valores de α para la determinación
de la resistencia lateral en suelo cohesivo (Reese y
O'Neill, 1988)
Su (MPa)
α
< 0,2
0,20 - 0,30
0,30 - 0,40
0,40 - 0,50
0,50 - 0,60
0,60 - 0,70
0,70 - 0,80
0,80 - 0,90
> 0,90
0,55
0,49
0,42
0,38
0,35
0,33
0,32
0,31
Tratar como roca
El método α se basa en tensiones totales.
El factor de adherencia es un factor empírico que se
usa para correlacionar los resultados de ensayos de
carga a escala real con una propiedad del material o
característica de un suelo cohesivo. Generalmente el
factor de adherencia se relaciona con Su y se obtiene a
partir de los resultados de ensayos de carga a escala real
realizados en pilotes hincados y pilotes perforados. El
uso de este enfoque asume que el valor de Su medido es
correcto y que todo el comportamiento del pilote debido a
la construcción y la carga se puede agrupar en un único
parámetro. Ninguna de estas hipótesis es correcta en
sentido estricto, pero aún así el enfoque se utiliza en
vista de su simplicidad.
Al estimar Qs se ignoran los 1500 mm superiores del
pilote con el objetivo de tomar en cuenta los efectos de
los
cambios
de
humedad
estacionales,
las
perturbaciones que se producen durante la etapa
constructiva, las cargas laterales cíclicas y las bajas
tensiones laterales del hormigón recién colocado.
También se ignora una longitud igual a 1,0 diámetros a
partir de la punta del pilote o la parte superior de la base
ensanchada, ya que en el suelo próximo a estas regiones
del pilote se desarrollan fisuras por tracción, con la
consecuente reducción de la tensión y la resistencia
laterales.
Las campanas o ensanchamientos construidos en
arcilla rígida fisurada con frecuencia sufren un
asentamiento suficiente para provocar la formación de
una luz sobre la campana que eventualmente se llenará
de suelo desmoronado. El desmoronamiento tenderá a
aflojar el suelo inmediatamente sobre la campana y
disminuirá la resistencia lateral a lo largo de la parte
inferior del fuste.
Muchas veces se considera que para los pilotes
hincados el valor de α varía en función de Su. Para los
pilotes perforados se recomienda utilizar valores de α
como se indica en la Tabla 1, determinados en base al
análisis de resultados de ensayos de carga a escala real.
Esta recomendación supone eliminar los 1500 mm
superiores y la longitud igual a 1,0 diámetro de la longitud
total del fuste al realizar el análisis de los resultados de
los ensayos de carga. Los ensayos de carga se
realizaron en suelos cohesivos no sensibles. Por lo tanto,
si los pilotes se construyen en arcillas sensibles, los
valores de α pueden ser diferentes a los indicados en la
Tabla 1. Se pueden utilizar otros valores de α, siempre
que se basen en los resultados de ensayos de carga.
Puede ser necesario incrementar la profundidad de
1500 mm si el pilote se instala en arcilla expansiva, si se
anticipa socavación a profundidades mayores que 1500
mm, si hay una deformación importante de la superficie
10-103
Sección 10 - Fundaciones (SI)
ESPECIFICACIONES
COMENTARIO
1500 mm superiores
no contribuyen
1,0 diámetro inferior del
fuste no contribuye
Periferia de la campana
no contribuye
1,0 diámetro inferior
no contribuye
del terreno provocada por las cargas laterales o si hay
otras cargas a largo plazo o factores constructivos que
así lo requieran.
Se ha detectado una reducción de la longitud efectiva
del fuste que contribuye a la resistencia lateral, y esta
reducción ha sido atribuida al alivio de la tensión
horizontal en la región de la punta del pilote que se
produce como consecuencia del desarrollo de tensiones
radiales salientes en el talón durante la movilización de la
resistencia de punta. La influencia de este efecto se
puede extender entre 1,0 y 2,0 diámetros del fuste por
encima de la punta. Debido a la falta de transferencia de
carga en la punta del pilote, la efectividad de las bases
ensanchadas es limitada si L/D es mayor que 25,0.
Pilote acampanado
Pilote recto
Figura 10.8.3.3.1-1 - Explicación de las zonas de los
pilotes perforados que no se consideran al calcular la
resistencia friccional (Reese y O'Neill, 1988)
10.8.3.3.2
C10.8.3.3.2
Resistencia de Punta
Para los pilotes perforados cargados axialmente en
suelo cohesivo, la resistencia de punta unitaria nominal,
en MPa, se puede tomar como:
qp = Nc Su ≤ 4,0
(10.8.3.3.2-1)
para lo cual:
Nc = 6 ⎡⎣1 + 0,2 ( Z / D ) ⎤⎦ ≤ 9
(10.8.3.3.2-2)
donde:
D
= diámetro del pilote perforado (mm)
Z
= penetración del pilote perforado (mm)
Su
= resistencia al corte no drenada (MPa)
Estas ecuaciones fueron propuestas por Reese y
O'Neill (1988).
El valor límite de 4,0 MPa para qp y qpr no es un límite
teórico sino un límite basado en los valores máximos
medidos. Se puede utilizar un valor límite mayor siempre
que se base en los resultados de un ensayo de carga.
No se recomienda utilizar la Ecuación 1 para estimar
la resistencia de punta de los pilotes perforados de
diámetro mayor que 1900 mm, ya que las deformaciones
requeridas para movilizar plenamente el valor de Qp
calculado por lo general serán mayores que las
admisibles para estructuras viales. Por lo tanto, para el
caso de pilotes de gran diámetro fundados sobre arcilla
rígida a dura, el valor límite para la resistencia de punta
se debería reducir de acuerdo con lo indicado en la
Ecuación 3.
El valor de Su se deberá determinar a partir de los
resultados de ensayos in situ y/o en laboratorio de
muestras no alteradas obtenidas dentro de una
profundidad de 2,0 diámetros por debajo de la punta del
pilote. Si el suelo a 2,0 diámetros por debajo de la punta
tiene Su < 0,024 MPa, el valor de Nc se deberá reducir en
un tercio.
Para los pilotes perforados en arcillas con Su > 0,096
MPa y con D > 1900 mm y para los cuales los no se
evaluarán los asentamientos el valor de qp se deberá
reducir a qpr de la siguiente manera:
10-104
Sección 10 - Fundaciones (SI)
ESPECIFICACIONES
COMENTARIO
qpr = qp Fr
(10.8.3.3.2-3)
para lo cual:
Fr =
760
≤ 1,0
12,0 a Dp + 760b
a = 0,0071 + 0,0021
Z
≤ 0,015
Dp
b = 1,45 2,0 Su
(10.8.3.3.2-4)
(10.8.3.3.2-5)
(10.8.3.3.2-6)
con 0,5 ≤ b ≤ 1,5
donde:
= diámetro de la punta (mm)
Dp
10.8.3.4 ESTIMACIÓN DE LA RESISTENCIA DE LOS
PILOTES PERFORADOS EN SUELOS NO
COHESIVOS
10.8.3.4.1
Requisitos Generales
C10.8.3.4.1
La capacidad de carga nominal de los pilotes
perforados en suelos no cohesivos se deberá estimar
utilizando métodos aplicables identificados en el presente
documento
o
bien
otros
métodos
aceptados
regionalmente que satisfagan el Artículo 10.1. La
resistencia mayorada se debería determinar usando
cualquier experiencia previa disponible bajo condiciones
sean similares.
Aunque se han realizado numerosos ensayos de
carga in situ sobre pilotes perforados en arcillas, son muy
pocos los ensayos que se han realizado sobre pilotes en
arenas. La resistencia al corte de los suelos no cohesivos
se puede caracterizar mediante un ángulo de fricción
interna, φf, o relacionar empíricamente con el número de
golpes del SPT, N. A continuación se presentan métodos
para estimar la resistencia friccional y la resistencia de
punta. En todos los casos se deberá considerar la
experiencia previa y aplicar el criterio profesional.
10.8.3.4.2
C10.8.3.4.2
Resistencia Friccional
La resistencia nominal de los pilotes perforados en
arena se puede determinar usando cualquiera de los
cinco métodos especificados en la Tabla 1. Solamente se
podrán utilizar valores más elevados si son verificados
mediante ensayos de carga.
La resistencia lateral de los pilotes perforados en
arena se puede estimar utilizando:
• El ángulo de fricción, φf, o
• El número de golpes del SPT, N.
En la Tabla 1 se utiliza la siguiente simbología:
N =
Quiros y Reese (1977) y Reese y O'Neill (1988)
limitaron la resistencia lateral unitaria a 0,19 MPa, valor
correspondiente al máximo valor medido históricamente.
Touma y Reese (1974) limitaron la resistencia lateral
unitaria a 0,24 MPa.
Reese y O'Neill (1988) propusieron un método para
suelos no cementados que utiliza un enfoque que se
diferencia en que considera que la resistencia lateral es
independiente del ángulo de fricción interna del suelo o
del número de golpes del SPT. De acuerdo con sus
hallazgos, el ángulo de fricción tiende a un valor común
debido a las elevadas deformaciones por corte que
provoca en la arena el alivio de las tensiones durante la
excavación.
número de golpes del SPT no corregido (golpes/
300 mm)
10-105
Sección 10 - Fundaciones (SI)
ESPECIFICACIONES
σ'v =
COMENTARIO
tensión vertical efectiva (MPa)
φf
=
ángulo de fricción interna de la arena (deg)
K
=
factor de transferencia de carga (adimensional)
Db =
profundidad embebida del pilote perforado en el
estrato de arena portante (mm)
β
=
coeficiente
de
(adimensional)
z
=
profundidad por debajo del terreno (mm)
transferencia
de
carga
El ángulo de fricción interna de las arenas se puede
relacionar con el número de golpes del SPT o la
resistencia a la penetración del cono. Si no hay datos
específicos del predio disponibles, para el diseño
preliminar se podrán utilizar los valores de la Tabla 2.
Para el diseño final se deberían utilizar datos del
suelo específicos del predio en cuestión.
Tabla 10.8.3.4.2-1 - Resumen de los procedimientos para
estimar la resistencia lateral en arena, qs, MPa
REFERENCIA
Touma y Reese
(1974)
DESCRIPCIÓN
qs = K σ v′ tan φf < 0,24 MPa
Para lo cual:
K = 0,7 para Db ≤ 7500 mm
K = 0,6 para 7500 mm < Db ≤ 12.000 mm
K = 0,5 para Db > 12.000 mm
Meyerhof
(1976)
Quiros y Reese
(1977)
Reese y Wright
(1977)
qs = 0,00096 N
qs = 0,0025 N < 0,19 MPa
para N ≤ 53:
qs = 0,0028 N
para 53 < N ≤ 100:
qs = 0,00021 (N – 53) + 0,15
Reese y O'Neill
(1988)
qs = β σ v′ ≤ 0,19 MPa para 0,25 ≤ β ≤ 1,2
Para lo cual:
β = 1,5 – 7,7 × 10−3 z
10-106
Sección 10 - Fundaciones (SI)
ESPECIFICACIONES
COMENTARIO
Tabla 10.8.3.4.2-2 Ángulos de fricción interna de las arenas
CONSISTENCIA
φf
N (SPT)
qc (MPa)
Muy suelta
< 30D
0-4
< 1,9
Suelta
30D - 35D
4 - 10
1,9 - 3,8
Media
35 - 40
D
10 - 30
3,8 - 11
Densa
40D - 45D
30 - 50
11 - 19
Muy densa
> 45D
> 50
> 19
10.8.3.4.3
D
C10.8.3.4.3
Resistencia de Punta
La resistencia de punta nominal se puede calcular
utilizando los procedimientos especificados en la Tabla 1,
en la cual se aplica la siguiente simbología:
Ncorr
= número de golpes del SPT corregido para
considerar la presión debida a la sobrecarga de
suelo (golpes/ 300 mm)
= ⎡⎣0,77log10 (1,92 / σ 'v ) ⎤⎦ N
N
= número de golpes del SPT no corregido (golpes/
300 mm)
D
= diámetro del pilote perforado (mm)
Dp
= diámetro de la punta del pilote perforado (mm)
Db
= profundidad embebida del pilote perforado en el
estrato de arena portante (mm)
σ'v
= tensión vertical efectiva (MPa)
Para las bases que tienen un diámetro mayor que
1270 mm, qp se debería reducir de la siguiente manera:
qpr =
1270
qp
Dp
(10.8.3.4.3-1)
Ensayos de carga realizados indican que se requieren
grandes asentamientos para movilizar la máxima
resistencia de punta de los pilotes perforados en arena.
Debido a que en la mayoría de las estructuras los
grandes asentamientos no son admisibles, los
procedimientos para calcular la resistencia de punta
unitaria, qp, presentados en la Tabla 1 se basan en un
movimiento descendente igual ya sea a 25 mm (Touma y
Reese, 1974; Quiros y Reese, 1977) o 5 por ciento del
diámetro de la base (Reese y Wright, 1977; Reese y
O'Neill, 1988).
La expresión de Meyerhof (1976) para determinar la
resistencia de punta se basa en suponer que la
resistencia de punta aumenta linealmente en función de
la profundidad embebida hasta una profundidad límite
igual a 10,0 diámetros del pilote; más allá de esta
profundidad la resistencia de punta.
Comparando los métodos de la Tabla 1 se observa
que dadas las mismas condiciones con ellos se pueden
obtener estimaciones muy variables de la capacidad.
Desafortunadamente, la información sobre ensayos de
carga in situ disponible en la actualidad no es suficiente
para determinar cuál de los métodos es más confiable y
de aplicación más generalizada.
Debido a la escasez de datos obtenidos in situ, de
momento no es posible determinar con precisión cuáles
valores se deben utilizar para los factores de resistencia
aplicables a los pilotes perforados en arenas y gravas. En
consecuencia, el mejor procedimiento aparentemente
consiste en estimar la resistencia usando todos los
métodos aplicables y seleccionar la capacidad mayorada
aplicando el criterio profesional y cualquier experiencia
previa disponible correspondiente a condiciones
similares.
10-107
Sección 10 - Fundaciones (SI)
ESPECIFICACIONES
COMENTARIO
Tabla 10.8.3.4.3-1 - Resumen de los procedimientos para estimar la
resistencia de punta, qp, de los pilotes perforados en arena, MPa
REFERENCIA
Touma y Reese
(1974)
DESCRIPCIÓN
Suelta - qp (MPa) = 0,0
Medianamente densa - qp (MPa) =
Muy densa - qp ( MPa) =
1,5
k
3,8
k
• k = 1 for Dp < 500 mm
• k = 0,6 Dp para Dp ≥ 500 mm
• Aplicable solamente si Dp > 10D
Meyerhof
(1976)
qp (MPa) =
0,013 Ncorr Db
< 0,13 Ncorr para arena
Dp
< 0,096 Ncorr para limos no plásticos
Reese y Wright
(1977)
qp (MPa) = 0,064 N para N ≤ 60
Reese y O'Neill
(1988)
qp (MPa) = 0,057 N para N ≤ 75
qp (MPa) = 3,8 para N > 60
qp (MPa) = 4,3 para N > 75
10.8.3.5 RESISTENCIA AXIAL EN ROCA
C10.8.3.5
Al determinar la resistencia axial de los pilotes
perforados empotrados en roca se puede ignorar la
resistencia lateral de los depósitos de suelo que yacen
sobre la roca.
Si la roca es degradable, se deberá considerar el uso
de
procedimientos
constructivos
especiales,
empotramientos
de
mayores
dimensiones
o
empotramientos de menor resistencia.
Los factores de resistencia para los pilotes perforados
empotrados en roca se deberán tomar como se especifica
en la Tabla 10.5.5-3.
Típicamente, la carga de compresión axial sobre un
pilote perforado empotrado en roca es tomada
exclusivamente por la resistencia axial hasta que el
asentamiento total del pilote es del orden de los 10 mm.
Al llegar a este desplazamiento se moviliza la resistencia
lateral última, QSR, y se produce resbalamiento entre el
hormigón y la roca. Como consecuencia de este
resbalamiento cualquier carga adicional es transferida a
la punta, y se asume que la resistencia lateral se reduce
a 0,0. Esta hipótesis es conservadora, ya que una
porción de la resistencia lateral totalmente movilizada
permanecerá aún después de la falla de la adherencia a
lo largo de la interfaz pilote-empotramiento en roca
(Reese y O'Neill, 1988). Se pueden utilizar
procedimientos alternativos para distribuir la carga sobre
el empotramiento en roca entre resistencia lateral y
resistencia de punta, por ejemplo el propuesto por Carter
y Kulhawy (1988).
Cuando la capacidad de un empotramiento en roca se
deriva de la resistencia lateral, los asentamientos dentro
del empotramiento serán pequeños. Cuando la capacidad
de un empotramiento en roca se deriva de la resistencia
de punta, los asentamientos pueden llegar a ser
importantes y se deberán verificar como parte integral del
diseño.
10-108
Sección 10 - Fundaciones (SI)
ESPECIFICACIONES
COMENTARIO
El procedimiento de diseño presentado en este
Artículo asume que:
• La roca es razonablemente sana,
• La resistencia de la roca medida durante la
investigación del predio no se deteriorará durante la
construcción aún cuando se utilice agua u otros fluidos
de perforación,
• El fluido de perforación utilizado no formará una
película lubricada en los laterales de la perforación
para el empotramiento, y
• El fondo de la perforación para el empotramiento se ha
limpiado adecuadamente. Esto es particularmente
importante si la capacidad del pilote perforado se basa
en la resistencia de punta.
Los pasos del procedimiento de diseño son los
siguientes:
Paso 1
Estimar el asentamiento de la parte del pilote
perforado que está empotrado en roca. Este tiene dos
componentes:
(a) el acortamiento elástico del pilote perforado, ρe (mm),
que se puede tomar como:
pe =
(ΣPi ) Hs
A soc Ec
(C10.8.3.5-1)
donde:
Hs
= profundidad del empotramiento (mm)
ΣPi
= carga de trabajo en la parte superior del
empotramiento (N)
Asoc
= área
de
la
sección
empotramiento (mm2)
Ec
= módulo de elasticidad del hormigón del socket,
considerando la rigidez de cualquier armadura
de acero (MPa)
transversal
del
(b) asentamiento de la base del pilote perforado, ρbase
(mm), que se puede tomar como:
ρbase =
(ΣPi ) lp
D s Er
(C10.8.3.5-2)
donde:
Ip =
10-109
coeficiente de influencia obtenido de la Figura
C1 (adimensional)
Sección 10 - Fundaciones (SI)
ESPECIFICACIONES
COMENTARIO
Ds =
diámetro de la base del empotramiento en roca
del pilote perforado (mm)
Er =
módulo de elasticidad de la roca in situ,
tomando en cuenta las fisuras y su separación
(MPa)
El módulo de elasticidad de la roca in situ, Er, se
puede tomar como:
Er = K sEi
(C10.8.3.5-3)
donde:
Ei =
módulo de la roca intacta determinado ya sea
mediante ensayos o utilizando la Figura C2
(MPa)
Ke =
relación
de
modificación
del
módulo,
relacionado con el RQD, como se ilustra en la
Figura C3 (adimensional)
Paso 2
Calcular ρe + ρbase. Si la sumatoria es menor que 10
mm, calcular la capacidad de carga exclusivamente en
base a la resistencia lateral (pasar al Paso 3). Si la
sumatoria es mayor que 10 mm, calcular la capacidad de
carga exclusivamente en base a la resistencia de la base
(pasar al paso 4).
Paso 3
Determinar la resistencia lateral de los pilotes
perforados empotrados en roca de la siguiente manera:
• Si la resistencia a la compresión uniaxial de la roca es
≤ 1,9 MPa la resistencia lateral unitaria (qs) se puede
tomar de acuerdo con Carter y Kulhawy (1988):
QR = φ Qn = φs QSR
qs = 0,15 qu
(C10.8.3.5-4)
donde qu es la resistencia a la compresión uniaxial de la
roca.
• Si la resistencia a la compresión uniaxial de la roca o
del hormigón del pilote perforado es mayor que 1,9
MPa, qs se puede tomar de acuerdo con Horvath y
Kenney (1979)
qs = 0,21 qu
donde qs y qu se expresan en MPa.
10-110
(C10.8.3.5-5)
Sección 10 - Fundaciones (SI)
ESPECIFICACIONES
COMENTARIO
1,1
Factor de influencia para el asentamiento Ip
1,0
0,9
0,8
Q
0,7
0,6
Hs
0,5
D
0,4
Ec
Er
s
10
0,3
0,2
50
100
5000
0,1
0
2
4
6
8
10 12
20
Relación de empotramiento Hs /Ds
Figura C10.8.3.5-1 - Factor de influencia para el
asentamiento elástico en función de la relación de
empotramiento y la relación de módulos (de acuerdo con
Donald et al., 1980, según la presentación de Reese y
O'Neill, 1988)
5000
Relación
de módulos
Muy baja
Baja
1000
Media
Elevada
500
Muy elevada
Yeso
superior
100
y medio
Grados
50
(Hobbs)
de yeso
(Ward et.al.)
Módulo de Young - MPa x 10
4
Resistencia
de la roca
(Deere)
10
5
l
ll
lll
1
0,5
1000
500
Acero
200
Hormigón
100
Gneis
Caliza,
Dolomita
Basalto y otras
rocas ígneas
Yeso
inferior
(Hobbs)
Deere
Arenisca
Trias (Hobbs)
lV
V
Keuper
Lutita negra
0,1
Hendron et.al
Lutita gris
0.05
Media
Rígida
Muy rígida
0.01
Arcilla
0,005
Dura
0,001
0,1
0,5
1
5
10
50 100
500 1000
5000
Resistencia a la compresión uniaxial (MPa)
Figura C10.8.3.5-2 - Clasificación de las roca intactas (de
acuerdo con Deer, 1968, y Peck., 1976, según la
presentación de Reese y O'Neill, 1988)
10-111
Sección 10 - Fundaciones (SI)
COMENTARIO
1,2
Resultados de la presa DWORKSHAK; Deere et.al, 1967
Resultados según Coon y Merritt, 1970
Relación de reducción del módulo K e
ESPECIFICACIONES
1,0
TUNEL ORANGE FISH - ENSAYOS
DE TESADO VERTICAL, Oliver, 1977
TUNEL ORANGE FISH ENSAYOS DE TESADO
HORIZONTAL
0,8
ENSAYOS DE DRAKENSBERG
ENSAYOS DE ELANDSBERG
0,6
OTROS DATOS, 1978
0,4
0,2
?
?
0,0
0
?
20
40
60
80
100
RQD (%)
Figura C10.8.3.5-3 - Relación de reducción del módulo
en función del RQD (de acuerdo con Bienawski, 1984,
según la presentación de Reese y O'Neill, 1988)
Paso 4
La resistencia mayorada de la base del
empotramiento en roca del pilote perforado se puede
determinar a partir de la resistencia a la compresión
uniaxial utilizando cualquier conjunto de unidades
consistente (Canadian Geotechnical Society, 1985) de la
siguiente manera:
QR = φ Qn = φp Qp
(C10.8.3.5-6)
qp, la resistencia unitaria de la base, se puede tomar
como se especifica en el Artículo 10.7.3.5.
Alternativamente, la resistencia nominal de la base de
los pilotes perforados empotrados en roca se puede
determinar usando resultados de ensayos presiométricos
(Canadian Geotechnical Society, 1985) de la siguiente
manera:
qp = K b ( p1 − po ) + σ v
(C10.8.3.5-7)
donde:
p1
10-112
= presión límite determinada a partir de ensayos
presiométricos promediados en una distancia
igual a 2,0 diámetros por encima y por debajo
de la base (MPa)
Sección 10 - Fundaciones (SI)
ESPECIFICACIONES
COMENTARIO
po
= tensión horizontal total en reposo medida al
nivel de la base (MPa)
σv
= tensión vertical total al nivel de la base (MPa)
Kb
= coeficiente que depende de la relación entre el
diámetro y la profundidad del empotramiento en
roca como se indica en la Tabla 10.5.5-3
φ
= factor de resistencia especificado en la Tabla
10.5.5-3.
Tabla C10.8.3.5-1 Valores para Kb
Hs / Ds
0
1
2
3
5
7
Kb
0,8
2,8
3,6
4,2
4,9
5,2
10.8.3.6 ENSAYOS DE CARGA
C10.8.3.6
Si se utilizan ensayos de carga, estos ensayos se
deberán realizar usando pilotes perforados construidos
del mismo modo y de dimensiones y materiales idénticos
a los programados para los pilotes perforados a construir.
La resistencia mayorada para la capacidad de
compresión axial, la capacidad contra el levantamiento
axial o la capacidad lateral se deberá tomar como se
especifica en la Tabla 10.5.5-3.
Para un proyecto de importancia en el cual se han de
utilizar muchos pilotes perforados, puede resultar efectivo
desde el punto de vista de los costos realizar un ensayo
de carga a escala real para confirmar la respuesta del
pilote ante las cargas.
Los ensayos de carga se deberían realizar siguiendo
procedimientos establecidos por escrito y que hayan sido
desarrollados a partir de normas aceptadas y
modificados, según corresponda, para tomar en cuenta
las condiciones particulares en el predio.
Los ensayos de carga sobre pilotes perforados a
escala real se realizan para obtener información referente
a la capacidad de carga, la respuesta cargadesplazamiento y el comportamiento de los pilotes bajo
las cargas de diseño, y además permiten evaluar la
validez de las hipótesis de diseño para un predio
determinado.
Para ensayar los pilotes perforados se pueden
modificar los procedimientos de ensayo de carga
estándares para pilotes desarrollados por la ASTM,
especificados en el Artículo 10.7.3.6.
Se pueden llevar a cabo ensayos para compresión,
levantamiento o carga lateral, o bien para cargas
combinadas. Los ensayos de carga a escala real
realizados in situ permiten obtener datos que incluyen los
efectos de las condiciones particulares del suelo, la roca
y el agua freática en el predio; las dimensiones del pilote
perforado; y los procedimientos utilizados para construir
el pilote.
Los resultados de los ensayos de carga a escala real
pueden diferir aún cuando aparentemente las
condiciones del predio sean similares. En consecuencia,
es necesario ser muy cuidadoso al generalizar y
extrapolar los resultados de los ensayos a otras
ubicaciones.
10-113
Sección 10 - Fundaciones (SI)
ESPECIFICACIONES
COMENTARIO
10.8.3.7 RESISTENCIA CONTRA EL LEVANTAMIENTO
10.8.3.7.1
Requisitos Generales
Se deberá considerar la resistencia contra el
levantamiento cuando sobre los pilotes perforados actúen
cargas ascendentes. Cuando los pilotes perforados están
sujetos a fuerzas de levantamiento, se deberían investigar
tanto su resistencia al arrancamiento como su capacidad
estructural y la resistencia de su conexión a los elementos
que soporta.
10.8.3.7.2
C10.8.3.7.2
Resistencia contra el Levantamiento de un
Pilote Perforado Individual
La resistencia contra el levantamiento de un pilote
perforado individual de lados verticales se puede estimar
de manera similar a la utilizada para determinar la
resistencia lateral de los pilotes perforados en
compresión, tal como se especifica en los Artículos
10.8.3.3 y 10.8.3.4.
Al determinar la resistencia contra el levantamiento de
un pilote con base acampanada se puede despreciar la
resistencia lateral por encima de la campana, y se puede
asumir que la campana se comporta como un anclaje.
El factor de resistencia para la capacidad contra el
levantamiento de los pilotes perforados se deberá tomar
como se especifica en la Tabla 10.5.5-3.
La capacidad mayorada contra el levantamiento de un
pilote perforado en suelo cohesivo, QR, se puede
determinar de la siguiente manera:
QR = φ Qn = φ Qsbell
Los factores de resistencia para el levantamiento son
menores que los correspondientes a compresión axial.
Esto se debe en parte a que los pilotes perforados
traccionados descargan el suelo, reduciendo la tensión
efectiva debida a la sobrecarga de suelo y por tanto la
resistencia lateral contra el levantamiento del pilote, tal
como se discutió en el Artículo 10.7.3.7.
Suelo expansivo
(10.8.3.7.2-1)
Estrato de
fundación
para lo cual:
Qsbell = qsbell A u
(10.8.3.7.2-2)
Db
donde:
qsbell
= Nu Su (MPa)
Au
= π Dp2 − D2 / 4 (mm2)
(
)
Dp
Nu
= factor de adherencia para el levantamiento de la
campana (adimensional)
Dp
= diámetro de la campana (mm)
Db
= profundidad embebidsa
fundación (mm)
D
= diámetro del fuste (mm)
en
el
estrato
Figura C10.8.3.7.2-1 - Levantamiento de un pilote
perforado con base acampanada
de
10-114
Sección 10 - Fundaciones (SI)
ESPECIFICACIONES
COMENTARIO
Su
= resistencia al corte no drenada promediada en
una distancia igual a 2,0 diámetros de la
campana (2Dp) por encima de la base (MPa)
φ
= factor de resistencia especificado en la Tabla
10.5.5-3
Si el suelo ubicado sobre el estrato de fundación es
expansivo, Su se deberá promediar sobre la menor
profundidad entre 2,0Dp sobre el fondo de la base o la
profundidad de penetración del pilote en el estrato de
fundación.
Se puede asumir que el valor de Nu varía linealmente
entre 0,0 para Db/Dp = 0,75 y 0,8 para Db/Dp = 0,25;
siendo Db la profundidad debajo del estrato de fundación.
La parte superior del estrato de fundación se debe tomar
en la base de la zona en la cual se producen cambios de
humedad estacionales.
10.8.3.7.3
La variación supuesta para Nu se basa en el trabajo
de Yazdanbod et al. (1987).
Este método no incluye la contribución a la resistencia
contra el levantamiento debida a la succión del suelo y el
peso del pilote.
Resistencia contra el Levantamiento de un
Grupo de Pilotes Perforados
Se deberán aplicar los requisitos del Artículo
10.7.3.7.3. Los factores de resistencia para la resistencia
contra el levantamiento de los grupos de pilotes
perforados se deberán tomar como se especifica en la
Tabla 10.5.5-3.
10.8.3.8
CARGAS LATERALES
C10.8.3.8
El diseño de los pilotes perforados cargados
lateralmente deberá tomar en cuenta los efectos de la
interacción entre el pilote y el terreno, incluyendo el
número de pilotes en el grupo.
Las cabezas de los pilotes perforados deberán estar
fijadas al cabezal.
El diseño de los pilotes perforados cargados
lateralmente en general es determinado por el criterio de
movimiento lateral del Artículo 10.8.2 o por la falla
estructural del pilote perforado, Artículo 10.8.4.
Ver el Artículo C10.7.3.8.
10.8.3.9 CAPACIDAD DE UN GRUPO DE PILOTES
PERFORADOS
10.8.3.9.1
Requisitos Generales
C10.8.3.9.1
Se deberá considerar la posible reducción de la
resistencia debida al efecto de grupo.
Cuando se perfora un orificio para un pilote a una
distancia menor que tres diámetros de un pilote existente
se reducen las tensiones efectivas tanto contra los lados
como contra la base del pilote existente. En
consecuencia, las capacidades individuales de los pilotes
perforados de un grupo tienden a ser menores o iguales
que las correspondientes capacidades de los pilotes
aislados.
10.8.3.9.2
C10.8.3.9.2
Suelo Cohesivo
Se deberán
10.7.3.10.2.
aplicar
los
requisitos
del
Artículo
La eficiencia de los grupos de pilotes perforados en
suelo cohesivo puede ser menor que la de los pilotes
10-115
Sección 10 - Fundaciones (SI)
ESPECIFICACIONES
COMENTARIO
El factor de resistencia para la capacidad de un grupo
de pilotes que se determina en base a un pilar o bloque
de falla equivalente se deberá tomar como se especifica
en la Tabla 10.5.5-3 y se deberá aplicar ya sea que el
cabezal esté o no en contacto con el terreno.
Los factores de resistencia para la capacidad de un
grupo de pilotes que se calcula como la sumatoria de las
resistencias de los pilotes perforados individuales son
iguales a los que se aplican para la capacidad de pilotes
perforados aislados.
individuales debido a las zonas en las cuales se
superponen las deformaciones por corte en el suelo que
rodea a los pilotes.
10.8.3.9.3
C10.8.3.9.3
Suelo No Cohesivo
Independientemente del contacto del cabezal de los
pilotes con el terreno, la capacidad individual de cada
pilote se deberá reducir aplicando un factor η para pilotes
aislados, el cual se deberá tomar como:
• η = 0,65 cuando la separación entre los centros de los
pilotes es igual a 2,5 diámetros
Debido a la superposición de las zonas de corte en el
suelo entre pilotes adyacentes y el aflojamiento del suelo
durante la construcción, la capacidad de carga de un
grupo de pilotes perforados en arena es menor que la
sumatoria de las capacidades de los pilotes individuales.
Los factores de reducción recomendados se basan en
parte en consideraciones teóricas y en parte en
resultados de ensayos de carga.
• η = 1,0 cuando la separación entre los centros de los
pilotes es igual a 6,0 diámetros
• Para separaciones intermedias el valor de η se puede
determinar por interpolación lineal.
10.8.3.9.4
Grupos de Pilotes en Suelo Resistente sobre
Suelo Compresible más Débil
Se deberán
10.7.3.10.4.
10.8.4
aplicar
los
requisitos
del
Artículo
Diseño Estructural
10.8.4.1 REQUISITOS GENERALES
El diseño estructural de los pilotes perforados se
deberá realizar de acuerdo con los requisitos de la
Sección 5 correspondientes al diseño de hormigón
armado.
10.8.4.2 PANDEO DE LOS PILOTES PERFORADOS
C10.8.4.2
Se deberán aplicar los requisitos del Artículo 10.7.4.2
10.8.5
Ver el Artículo C10.7.4.2.
Detalles Específicos para Pilotes Perforados
10.8.5.1 REQUISITOS GENERALES
C10.8.5.1
Todos los pilotes perforados se deberán dimensionar
en incrementos de 150 mm con un diámetro de fuste
mínimo de 450 mm. Si el pilote ha de ser inspeccionado
manualmente, el diámetro del pilote no debería ser menor
que 750 mm. El diámetro de las columnas soportadas por
La mayoría de las herramientas de perforación y
entubados utilizados en los Estados Unidos se consiguen
con diámetros en incrementos de 150 mm. Por lo tanto, a
menos que algún requisito especial del proyecto obligue
a utilizar pilotes de dimensiones no convencionales,
10-116
Sección 10 - Fundaciones (SI)
ESPECIFICACIONES
COMENTARIO
los pilotes debería ser menor que el diámetro del pilote
perforado.
resulta más económico dimensionar los diámetros de los
pilotes perforados en incrementos de 150 mm.
Si el pilote y la columna tienen el mismo diámetro, es
necesario reconocer que la tolerancia en la colocación de
los pilotes es tal que probablemente resulte afectada la
ubicación de la columna. El diámetro del pilote y la
columna se deberían determinar en base a la tolerancia
para la colocación del pilote, las secciones libres para la
armadura de la columna y el pilote, y la factibilidad de
colocar la armadura de la columna en el pilote. Una junta
constructiva horizontal en el pilote a la altura donde
termina la armadura de la columna hará que sea más
sencillo colocar la armadura de la columna en el pilote.
Esta tolerancia en la construcción de pilotes también se
puede trasladar al lugar donde la columna se conecta
con la superestructura, lo cual podría afectar la
alineación de las columnas.
Se recomienda revisar el diseño de los pilotes junto
con los profesionales de la industria de la perforación a
fin de asegurar la factibilidad de la construcción antes de
publicar el proyecto para su licitación.
10.8.5.2 ARMADURA
C10.8.5.2
Si el potencial de carga lateral es despreciable los
pilotes perforados se pueden armar exclusivamente para
cargas axiales. Aquellas partes de los pilotes perforados
que no tengan apoyo lateral se deberán diseñar como
columnas de hormigón armado de acuerdo con el Artículo
5.7.4. El acero de las armaduras se deberá prolongar
como mínimo 3000 mm por debajo del plano donde el
suelo provee empotramiento.
Un entubado permanente de acero consistente en un
tubo liso de más de 3,0 mm de espesor se puede
considerar portante. Se debe tomar en cuenta una
tolerancia para la corrosión.
Los pilotes construidos usando los procedimientos de
aceptación generalizada habitualmente no están
sometidos a tensiones tales que se supere la tensión
admisible del hormigón. Sin embargo, las excepciones
incluyen:
• Los pilotes empotrados en roca dura,
• Los pilotes solicitados por cargas laterales,
• Los pilotes sujetos a cargas de levantamiento debidas
a suelos expansivos o a la aplicación directa de cargas
de levantamiento, y
• Los pilotes con campanas de hormigón simple.
Es importante respetar los requisitos sobre separación
de las armaduras y tamaño máximo de los agregados
para asegurar que las mezclas de hormigón de alto
asentamiento habitualmente utilizadas para los pilotes
perforados puedan fluir fácilmente entre las barras de
acero durante las operaciones de colocación del
hormigón. La separación libre entre las barras de la jaula
de armadura debería ser como mínimo cinco veces el
tamaño máximo de los agregados del hormigón del
pilote.
La jaula de armadura se debería centrar en la
perforación utilizando dispositivos de centrado. Todos los
dispositivos de centrado para la armadura deberían tener
un recubrimiento epoxi o ser no metálicos.
10-117
Sección 10 - Fundaciones (SI)
ESPECIFICACIONES
COMENTARIO
Se puede considerar que un pilote tiene apoyo lateral:
• Debajo de la zona de licuefacción o cargas sísmicas,
• Cuando está en roca, o
• 1500 mm por debajo de la superficie del terreno o la
menor cota de socavación anticipada.
Apoyo lateral no significa empotramiento. El
empotramiento ocurrirá algo por debajo de esta ubicación
y depende de la rigidez del suelo portante.
La jaula de armadura ensamblada debería ser menor
que el diámetro del orificio perforado para asegurar que
el hormigón pueda fluir libremente alrededor de la
armadura a medida que se coloca el hormigón. Ver el
Artículo 5.4.13 de la publicación AASHTO LRFD Bridge
Construction Specifications.
10.8.5.3 ARMADURA TRANSVERSAL
Se deberá diseñar armadura transversal para resistir
las cargas debidas al flujo del hormigón fresco del interior
de la jaula hacia las paredes del orificio excavado. La
armadura transversal puede consistir en estribos
transversales o armadura helicoidal.
Los requisitos sismorresistentes serán de acuerdo con
el Artículo 5.13.4.6.
10.8.5.4 HORMIGÓN
Al especificar el hormigón para los pilotes se deberá
considerar el tamaño máximo de los agregados, el
asentamiento del hormigón, la colocación en seco o
húmedo y la resistencia de diseño necesaria. El hormigón
seleccionado debe ser capaz de ser colocado y
compactado adecuadamente bajo las condiciones de
construcción anticipadas. Se deberán especificar los
detalles de armado de los pilotes. El tamaño máximo de
los agregados deberá ser menor o igual que un quinto de
la separación libre de la armadura del pilote.
10.8.5.5 ARMADURA HACIA LA SUPERESTRUCTURA
En la unión del pilote con la superestructura se deberá
proveer armadura suficiente para constituir una conexión
adecuada. El embebimiento de la armadura en el cabezal
deberá satisfacer los requisitos para pilotes hormigonados
in situ de la Sección 5.
10.8.5.6 BASES ENSANCHADAS
Las bases ensanchadas se deberán diseñar
asegurando que el hormigón simple no esté solicitado por
10-118
Sección 10 - Fundaciones (SI)
ESPECIFICACIONES
COMENTARIO
tensiones excesivas. La pendiente de los lados de la base
ensanchada respecto de la vertical deberá ser menor o
igual que 30º, y el diámetro inferior no deberá menor o
igual que tres veces el diámetro del fuste. El espesor del
borde inferior de la base ensanchada deberá ser mayor o
igual que 150 mm.
10-119
Sección 10 - Fundaciones (SI)
REFERENCIAS
Baguelin, F., J. F. Jezequel y D. H. Shields. The Pressuremeter and Foundation Engineering. Trans Tech Publications:
Clausthal, 1978, pp. 617.
Barker, R. M., J. M. Duncan, K. B. Rojiani, P. S. K. Ooi, C. K. Tan, y S. G. Kim. Manuals for the Design of Bridge
Foundations. NCHRP Report 343. TRB, National Research Council, Washington, D.C., 1991.
Barton, N. R., R. Lien y J. Linde, "Engineering Classification of Rock Masses and Its Application in Tunnelling," Rock
Mechanics, Vol. 6, No. 4, 1974, pp. 189-236.
Bieniawski, Z. T. Rock Mechanics Design in Mining and Tunneling. A. A. Balkema: Rotterdam/Boston, 1984, pp. 272.
Bowles, J. E. Foundation Analysis and Design. 4º ed. McGraw-Hill: Nueva York, 1988, pp. 1004.
Canadian Geotechnical Society. Canadian Foundation Engineerinq Manual. 2nd ed. Bitech Publishers, Ltd.: Vancouver,
B.C., 1985, pp. 460.
Carter, J. P. y F. H. Kulhawy. Analysis and Design of Foundations Socketed into Rock. Report No. EL-5918. Empire State
Electric Engineering Research Corporation and Electric Power Research Institute, Nueva York, 1988, pp. 158.
Davisson, M. T., F. S. Manuel, R. M. Armstrong. Allowable Stress in Piles. FHWA/RD-83/059. FHWA, U.S. Department of
Transportation, McLean, Virginia, 1983, pp. 177.
Davisson, M. T., y K. E. Robinson. "Bending and Buckling of Partially Embedded Piles." En Proc. Sixth International
Conference S. M. y F. E. University of Toronto Press: Montreal, 1965, pp. 243-246.
Deere, D. V. "Geological Considerations." Chapter 1, Rock Mechanics in Engineering Practice. K. G. Stagg y O. C.
Zienkiewicz, eds. John Wiley and Sons, Inc.: Nueva York, 1968. pp. 1-20.
Donald, I. B., S. W. Sloan y H. K. Chiu. "Theoretical Analysis of Rock Socketed Piles." En Proc. International Conference
on Structural Foundations on Rock. Balkema: Rotterdam, 1980.
Duncan, J. M. y A. L. Buchignani. An Engineering Manual for Settlement Studies. Geotechnical Engineering Report.
Department of Civil Engineering, University of California at Berkeley, 1976, pp. 94.
Electric Power Research Institute. Transmission Line Structure Foundations for Uplift-Compression Loading. Report No.
EL-2870. 1983.
Elias, V. Durability/Corrosion of Soil Reinforced Structures. FHWA/R-89/186. FHWA, U.S. Department of Transportation,
McLean, Virginia, 1990, pp. 173.
Esrig, M. E., y R. C. Kirby. "Advances in General Effective Stress Method for the Prediction of Axial Capacity for Driven
Piles in Clay." En Proc. 11th Annual Offshore Technology Conference. 1979, pp. 437-449.
Evans, Jr., L. T. y J. M. Duncan. Simplified Analysis of Laterally Loaded Piles. Report No. UCB/GT/82-04. Univ. of
California at Berkley, 1982, pp. 245.
Fang, H. Y. Foundation Engineering Handbook. 2nd ed. Van Nostrand Reinhold: Nueva York, 1991.
Fellenius, B. H., L. Samson y F. Tavenas. Geotechnical Guidelines: Pile Design. Marine Works Sector, Public Works
Canada, Ottawa, Ontario, 1989.
Focht, J. A. y K. J. Koch. "Rational Analysis of the Lateral Performance of Offshore Pile Groups." En vol. 2, Proc. of the
Fifth Offshore Technology Conference. 1973, pp. 701-708.
10-120
Sección 10 - Fundaciones (SI)
Gardner, W. S. "Design of Drilled Piers in the Atlantic Piedmont." En Foundations and Excavations in Decomposed Rock
of the Piedmont Province. R. E. Smith, ed. Geotechnical Special Publication No. 9. ASCE, 1987, pp. 62-86.
Gifford, D. G., J. R. Kraemer, J. R. Wheeler y A. F. McKown. Spread Footings for Highway Bridges. FHWA/RD-86/185.
FHWA, U.S. Department of Transportation, McLean, Virginia, 1987, pp. 229.
Goble, G. G. y F. Rausche. Wave Equation Analysis of Pile Foundations (WEAP) 87 User's Manual, FHWA/IP-86/23,
FHWA, U.S. Department of Transportation, McLean, Virginia, 1987.
Goodman, R. E. "Introduction." Rock Mechanics. 2nd ed. John Wiley and Sons, inc.: Nueva York, 1989, pp. 562.
Hirsch, T. J., L. Carr y L. L. Lowery. Pile Driving Analysis: Wave Equation User's Manual. 4 vols. TTI Program. FHWA/lP76/13, FHWA, U.S. Department of Transportation, McLean, Virginia, 1976.
Hoek, E. "Strength of Jointed Rock Masses," Geotechnigue, Vol. 33, No. 3, 1983, pp. 187-223.
Holtz, R. D. y W. D. Kovacs. "An Introduction to Geotechnical Engineering," Englewood Cliffs, Nueva Jersey: PrenticeHall, 1981.
Horvath, R. G. y T. C. Kenney. "Shaft Resistance of Rock Socketed Drilled Piers." En Proc., Symposium on Deep
Foundations. ASCE, Atlanta, Georgia, 1979, pp. 182-214.
Hrennikoff, A. "Analysis of Pile Foundations with Batter Piles." Transactions of the ASCE, Vol. 115, 1950, pp. 351-376.
Ismael, N. F. y A. S. Vesic'. "Compressibility and Bearing Capacity." Journal of the Geotechnical Engineering Division,
ASCE, Vol. 107, No. 12, Diciembre 1981, pp. 1677-1691.
Janbu, N. "Soil Compressibility as Determined By Oedometer and Triaxial Tests." En vol. 1, Proc. 3rd European
Conference of Soil Mechanics and Foundation Engineerinq. Wiesbaden, 1963.
Janbu, N. Settlement Calculations Based on Tangent Modulus Concept. Bulletin No. 2, Soil Mechanics and Foundation
Engineering Series. The Technical University of Norway, Trondheim, 1967, pp. 57.
Kulhawy, F. H. "Geomechanical Model for Rock Foundation Settlement." Journal of the Geotechnical Engineering
Division, ASCE, Vol. 104, No. GT2, 1978, pp. 211-227.
Kulhawy, F. H. y R. E. Goodman. "Foundations in Rock." Chapter 55, Ground Engineering Reference Manual. F. G. Bell,
ed. Butterworths Publishing Co.: Londres, 1987.
Kulhawy, F. H., C. H. Trautmann, J. F. Beech, T. D. O'Rourke y W. McGuire. Transmission Line Structure Foundations for
Uplift-Compression Loading. Report El-2870. Electric Power Research Institute, Palo Alto, California, 1983, pp. 23.
Lam, I. P y G. R. Martin. "Seismic Design of Highway Bridge Foundations." Vol. 2, Design Procedures and Guidelines.
FHWA/RD-86/102, FHWA, U.S. Department of Transportation, 1986, pp. 181.
Manual on Subsurface Investigations. AASHTO, Washington, D.C., 1988, pp. 391.
Meyerhof, G. G. ”Penetration Tests and Bearing Capacity of Cohesionless Soils." Journal of the Soil Mechanics and
Foundation Division, ASCE, Vol. 82, No. SM1, 1956, pp. 866-1 a 866-19.
Meyerhof, G. G. "The Ultimate Bearing Capacity of Foundations on Slopes." En Proc. of the Fourth International
Conference on Soil Mechanics and Foundation Engineering. Londres, 1957.
Meyerhof, G. G. "Bearing Capacity and Settlement of Pile Foundations." Journal of the Geotechnical Engineering Division,
ASCE, Vol. 102, No. GT3, 1976, pp. 196-228.
10-121
Sección 10 - Fundaciones (SI)
Moulton, L. K., H. V. S. GangaRao y G. T. Halverson. Tolerable Movement Criteria for Highway Bridges. FHWA/RD85/107. FHWA, U.S. Department of Transportation, Washington, D.C., 1985, pp. 118.
Nottingham, L. y J. Schmertmann. An Investigation of Pile Capacity Design Procedures. Final Report D629 to Florida
Department of Transportation from Department of Civil Engineering, Univ. of Florida, 1975, pp. 159.
O'Neill, M. W., O. I. Ghazzaly y H. B. Ha. "Analysis of Three-Dimensional Pile Groups with Non-Linear Soil Response and
Pile-Soil-Pile Interaction." En Proc. Ninth Annual Offshore Technology Conference. 1977, pp. 245-256.
O'Neill, M. W. y C. N. Tsai. An Investigation cf Soil Nonlinearity and Pile-Soil-Pile interaction in Pile Group Analysis.
Research Report No. UHUC 84-9. Department of Civil Engineering, Univ. of Houston. Preparado para la U.S. Army
Engineer Waterways Experiment Station, Vicksburg, Mississippi, 1984.
Ooi, P.S.K y J. M. Duncan. "Lateral Load Analysis of Groups of Piles and Drilled Shafts." Journal of Geotechnical
Engineering, Vol. 120, No. 6, 1994, pp. 1034-1050.
Peck, R. B. "Rock Foundations for Structures." Vol. 2, Proc. ASCE Speciality Conference on Rock Engineering for
Foundations and Slopes. ASCE, Boulder, Colorado, 1976, pp. 1-21.
Peck, R. B., W. E. Hanson y T. H. Thornburn. Foundation Engineering. 2nd ed. John Wiley and Sons, Inc.: Nueva York,
1974, pp. 514.
Poulos, H. G. y E. H. Davis. Elastic Solutions for Soil and Rock Mechanics. John Wiley and Sons, Inc.: Nueva York,
1974, pp. 411.
Prakash, S. y H. D. Sharma. Pile Foundations in Engineering Practice. John Wiley and Sons, Inc.: Nueva York, 1990, pp.
734.
Quiros, G. W. y L. C. Reese. Design Procedures for Axially Loaded Drilled Shafts. Research Report 176-5F. Project 3-572-176, Center for Highway Research, Univ. of Texas, Austin, 1977, pp. 156.
Rausche, F., F. Moses y G. G. Goble. "Soil Resistance Predictions from Pile Dynamics." Journal of the Soil Mechanics
and Foundation Division, ASCE, Vol. 98, No. SM9, 1972, pp. 917-937.
Reese, L. C. Handbook on Design of Piles and Drilled Shafts Under Lateral Load. FHWA-IP-84/11, FHWA, U.S.
Department of Transportation, Washington, D.C., 1984.
Reese, L. C., y M. W. O'Neill. Drilled Shafts: Construction Procedures and Design Methods. FHWA-Hl-88-042 or ADSCTL-4, McLean, Virginia, 1988, 564 pp.
Reese, L. C. y S. J. Wright. "Construction Procedures and Design for Axial Loading." Vol. 1, Drilled Shaft Manual. HDV22, Implementation Package 77-21. Implementation Division, U.S. Department of Transportation, McLean, Virginia, 1977,
pp. 140.
Saul, W. E. "Static and Dynamic Analysis of Pile Foundations." Journal of the Structural Division, ASCE, Vol. 94, No.
ST5, 1968, pp. 1077-1100.
Selig, E. T. y R. S. Ladd. "Evaluation of Geotechnical Projects Involving Cohesionless Soils." Philadelphia, American
Society for Testing and Materials, 1973.
Shahawy, M. A. y M. Issa. "Effect of Pile Embedment on the Development Length of Prestressing Strands." PCI Journal.
Vol. 37, No. 6, Noviembre-Diciembre 1992, pp. 44-59.
Skempton, A. W. "The Bearing Capacity of Clays." En vol 1, Proc. of the Building Research Congress, 1951, pp. 180-189.
Sowers, G. F. Introductory Soil Mechanics and Foundations: Geotechnical Engineering. MacMillan Publishing Co.: Nueva
York, 1979, pp. 621.
10-122
Sección 10 - Fundaciones (SI)
Tan, C. K. y J. M. Duncan. "Settlements of Footings on Sand: Accuracy and Reliability." En Proc. Geotechnical
Engineering Congress. Boulder, Colorado, 1991.
Terzaghi, K. Theoretical Soil Mechanics. John Wiley and Sons: Nueva York, 1943.
Terzaghi, K. y R. B. Peck. Soil Mechanics in Engineering Practice. 2nd ed. John Wiley and Sons, inc.: Nueva York, 1967,
pp. 729.
Tomlinson, M. J. Foundation Design and Construction. 5º ed. Longman Scientific and Technical: Londres, Inglaterra,
1986, pp. 842.
Tomlinson, M. J. Pile Design and Construction Practice. Viewpoint Publication, 1987, pp. 415.
Touma, F. T. y L. C. Reese. "Behavior of Bored Piles in Sand." Journal of the Geotechnical Engineering Division, ASCE,
Vol. 100, No. GT 7, 1974, pp. 749-761.
U.S. Department of Navy. Soil Mechanics. Design Manual 7.1. NAVFAC DM - 7.1. Naval Facilities Engineering
Command, Alexandria, Virginia, 1982, pp. 348.
Vesic', A. S. "Bearing Capacity of Deep Foundations in Sand." National Academy of Sciences, National Research
Council, Highway Research Record 39, 1963, pp. 112-153.
Vesic', A. S. "Bearing Capacity of Shallow Foundations." Capítulo 3, Foundation Engineerinq Mandbook. H. Winterkorn,
and H. Y. Fang, eds. Van Nostrand Reinhold Co.: Nueva York, 1975, pp. 121-147.
Vesic', A. S. "Effects of Scale and Compressibility on Bearing Capacity of Surface Foundations.” En vol. 3, Proc. Seventh
International Conference on Soil Mechanics and Foundation Engineering, Ciudad de México, 1969, pp. 270-272.
Vesic', A. S. Research on bearing capacity of soils, 1970.
Vesic', A. S. y S. K. Saxena. Analysis and Structural Behavior of AASHO Road Test Rigid Pavements. NCHRP Report
97. TRB, National Research Council, Washington, D.C., 1970, pp. 35.
Vijayvergiya, V. N. y J. A. Focht, Jr. "A New Way to Predict the Capacity of Piles in Clay.” En vol. 2, Proc. Fourth Annual
Offshore Technology Conference, 1972, pp. 865-874.
Winterkorn, H. F. y H.-Y. Fang. Foundation Engineering Handbook. Van Nostrand Reinhold Company: Nueva York,
1975, pp. 751.
Yazdanbod, A., S. A. Sheikh y M. W. O'Neill. "Uplift of Shallow Underream in Jointed Clay." En Proc. Foundations for
Transmission Line Towers. J. L. Briaud, ed. ASCE, Atlantic City, New Jersey, 1987, pp. 110-127.
10-123